次目
要

旨 ···························································································································································

3

1. はじめに ·····················································································································································

4

2. 最近の高波災害事例とその類型化 ·········································································································

4

2.1

最近の高波災害事例 ·························································································································

42.2

海岸・港湾施設の高波災害の類型化 ·····························································································

7

3. うねり性波浪の出現特性とその対策 ·····································································································

93.1

観測資料による確率波高の変化 ·····································································································

9

3.2

うねり性波浪の諸元・波浪変形特性 ·····························································································

9

3.3

うねり性波浪に対する減災対策の検討事例 ················································································· 17

4. 海岸護岸における簡易な越波浸水対策の提案 ····················································································· 224.1

室津港海岸における護岸越波量の推定とその検証 ····································································· 22

4.2

久里浜港海岸における簡易な越波浸水対策の検討 ····································································· 28

4.3モデル海岸における波返し工の効果に関する考察 ····································································· 35

5. まとめ ························································································································································· 37
6. おわりに ····················································································································································· 38
謝辞 ··································································································································································· 39
参考文献 ··························································································································································· 39
記号表 ······························································································································································· 40-1-Mechanism and Countermeasures for Recent Wave Overtopping Disasters
for Long Period Swell

Katsuya HIRAYAMA *Hiroaki KASHIMA**

Synopsis
Recently, coastal disasters seem to increase due to storm waves exceeding the design wave forJapanese port’s and coastal facilities. However, it is still difficult to conclude the reason why suchhigh waves occur with the long-term trend of climate change or the accidental occurrence instatistics. In this study, the recent wave overtopping disasters for long period swell are focused
because almost all recent storm disasters are categorized into them, and their mechanism areinvestigated in order to suggest some countermeasures.
The characteristics of wave transformation in shallow water for the long period swells, theoccurrence probability of them should be distinguished from one of wind waves focusing theirwave height, are discussed with the results of model experiments and numerical simulations andsome countermeasures for wave overtopping of the long period swells are suggested. The
Boussinesq model equipped the wave overtopping model are improved to estimate the distributionof wave overtopping volume in space and time along shoreline and expanded to evaluate theinundation with the drain model. It is confirmed that the model can present that the temporary
mounds installed behind the revetments make wave overtopping volume pile up and the drainages
equipped in the revetments discharge the stagnant water into the sea.
Key Words: Long period swell, Abnormal wave, Wave overtopping, Boussinesq model* Head, Wave Group, Coastal and Ocean Engineering Field** Researcher, Wave Group, Coastal and Ocean Engineering Field
3-1-1 Nagase, Yokosuka, 239-0826 Japan
Phone：+81-46-844-5042
Fax：+81-46-841-3888
e-mail: hirayama@pari.go.jp-2-うねり性波浪による越波災害の発生過程の推定とその対策
平山

克也*・加島要寛章**

旨

地球温暖化に伴う台風の大型化により，今後，高潮偏差や波の大きさが増加し，海岸堤防において現在想定されている設計外力を超過する可能性が危惧されている．しかし，近年各地で観測される設計値を超える波高の出現要因がこのような長期トレンドの変化によるものなのか，それとも統計上の偶発性によるものなのかは，未だ議論の分かれるところである．一方，平成 19 年に改訂された「港湾の施設の技術上の基準・同解説」では性能設計における作用に偶発波浪が盛り込まれ，偶発対応施設にあっては，背後地の人命と資産の安全性を確保するとともに，速やかな復旧を可能とする修復性を満足する設計が求められている．しかしながら，最近の高波災害にみられる設計を超える高波の捉え方及び取り扱いについて，統一的な見解は未だ示されていない．
そこで本研究では，作用外力と具体的な被害状況に着目して最近の高波災害を類型化し，その多くがうねり性波浪による越波災害として特徴づけられることから，その発生過程の推定と対策検討を行うとともに，現行の設計体系にこれらを位置づけることを試みた．すなわち，このようなうね
り性波浪の発生確率は波高のみに着目した従来の風波とは区別して考える必要があること，及びその波浪変形特性を踏まえ考え得る越波対策工のイメージを提示した．また，越波災害は沿岸方向に
空間的に発生することが多いことに鑑み，これを直接算定できる越波モデルを備えたブシネスクモ
デルを開発し，この現地適用性について検証した．さらに，既設護岸への簡易な越波対策工として提案する土嚢仮設堤を取り上げ，新たに開発した平面 2 次元越波浸水・排水計算モデルを用いて，うねり性波浪の波浪変形特性とともに面的な越波浸水・排水過程を再現し，護岸施設の安全性と修復性の観点からその効果を検証した．その結果，土嚢仮設堤により護岸背後に創出された遊水池は，
短時間越波量の増加が顕著なうねり性波浪による越波を時空間的に平滑化させ，浸水開始時刻の遅延等による浸水被害の軽減効果が期待されることを確認した．
キーワード：うねり性波浪，偶発波浪，越波，ブシネスクモデル* 海洋研究領域波浪研究チーム チームリーダー** 海洋研究領域波浪研究チーム 研究官〒239-0826 横須賀市長瀬3-1-1 港湾空港技術研究所
電話：046-844-5042 Fax：046-841-3888
e-mail:hirayama@pari.go.jp-3-

1．はじめに設護岸への簡易な越波対策工として提案する土嚢仮設堤を取り上げ，新たに開発した平面2次元越波浸水・排水計

地球温暖化に伴う台風の大型化により，今後，高潮偏算モデルを用いて，うねり性波浪の変形特性とともに面差や波の大きさが増加し，海岸堤防において現在想定さ的な越波浸水・排水過程を再現し，護岸施設の安全性とれている設計外力を超過する可能性が危惧されている．

修復性の観点からその効果を検証した．

しかし，近年各地で観測される設計値を超える波高の2．最近の高波災害事例とその類型化出現要因がこのような長期トレンドの変化によるものなのか，それとも統計上の偶発性によるものなのかは，未だ議論の分かれるところである．前者については，長期

著者らはこれまで，高波災害の現地調査やその被災原的な気候変動に基づく波候変化の数値シミュレーション

因の究明を通じて多くの事例に接するとともに，作用外によって予測が試みられているところであり，後者につ力に着目してそれらの類型化を行ってきた．そこで本章

いては，NOWPHAS波浪観測によって長いところでは40年以では，これらの概要を紹介しながら，これらのなかには上にわたって蓄積された波浪データを活用した検討が開非常に周期の長いうねり性波浪による越波災害として捉始されつつある．

えるべき被災事例が多く含まれていることを示す．

さらに，設計上重要となる最高波高（Hmax）の出現特性

ここで，周期による海の波の分類について，本論文でについては，レーリー分布に従う不規則波の波高分布には次のように整理する．まず，周期30sをしきい値として，

おいても，擾乱（高波）の継続時間が長い（波数が多い）

周期30s未満の波を「波浪」，周期30s以上300s未満の波をほど，有義波高（H1/3）との比（Hmax/H1/3）の期待値が1.8「長周期波」と呼ぶ．また，波浪について，周期10～15sを超える出現頻度が大きくなることが知られている．な

程度未満の波を「風波」，周期10～15s以上30s未満で波形

お，高波のうちこの比が2.0を超える場合には，特にFreak

勾配の小さい波を「うねり」または「うねり性波浪」とWave（極大波）と呼ばれている．

呼び，さらに，周期14s程度以上のものを特に「周期の長一方，平成19年に改訂された「港湾の施設の技術上のいうねり」と呼ぶ．このように，特に風波とうねりにつ基準・同解説」では性能設計における作用に偶発波浪がいて，周期に着目して両者を明確に区別することは難し

盛り込まれ，偶発対応施設にあっては，背後地の人命とい．なお，うねりは風波が風域を出て進行する波である

資産の安全性を確保するとともに，速やかな復旧を可能が，最も長い周期は通常20s程度である．

とする修復性を満足する設計が求められている．しかしながら，最近の高波災害にみられる設計を超える高波の2.1

捉え方及び取り扱いについて，統一的な見解は未だ示さ

近年の大規模な高潮・高波災害の例としては，1999年

れていない．また，偶発作用のしきい値とされる年超過の台風9918号，2004年の合計10個の台風上陸，2005年か

確率0.01程度以下（偶発波浪にあっては再現期間100年程ら2008年にかけての台風，低気圧による周期が非常に長度以上）は便宜的に定められたものであり，さらに偶発

い波の来襲などが挙げられる．

対応施設の具体的な設計方法も，現状では未だ十分に示

最近の高波災害事例

このうち台風9918号による大規模な浸水被害を伴う施されていない．

設被害は，八代海及び周防灘沿岸に集中し，海岸堤防･護そこで本研究では，作用外力と具体的な被害状況に着岸のパラペット部崩壊が主な被災形態であった（高橋ら，

目して最近の高波災害を類型化し，その多くが非常に周

2000）．一方，多くの被災パターンが出現した2004年の台期の長いうねり性波浪による越波災害として特徴づけら

風災害は非常に稀な現象であった（平山ら，2005a）．されることから，その発生過程の推定と対策検討を行うとらに，2006年9月には，太平洋東部で発生したハリケーン

ともに，現行の設計体系にこれらを位置づけることを試が太平洋を横断して台風となり，関東北部の太平洋岸かみた．すなわち，このようなうねり性波浪の発生確率は

ら北海道南岸にかけて高波が来襲した．また，2008年2月

波高のみに着目した従来の風波とは区別して考える必要には寄り回り波が富山湾沿岸に来襲し，各地で施設被害があること，及びその波浪変形特性を踏まえ考え得る越や越波災害をもたらした（平石ら，2008）．

波対策工のイメージを提示した．また，越波災害は沿岸(1) 2004年高波災害の特徴

方向に空間的に発生することが多いことに鑑み，これを

2004 年は西日本を中心に，合計 10 個の台風が上陸し，直接算定できる越波モデルを備えたブシネスクモデルを多くの地点で甚大な高潮および高波による被災をもたら開発し，この現地適用性について検証した．さらに，既した．なかでも台風 0416，0418 及び 0423 号は上陸時の-4-

勢力が観測史上最大級に相当し，広い範囲で市街地浸水，

b) 神戸港

護岸・堤防の破壊，防波堤滑動などの災害を発生させた．

神戸港沖の廃棄物埋立処分場では，台風 0416 号による

このうち，平山ら（2005b）は，高潮発生の有無に関わら

高波で西側護岸の全長及び南側護岸の遮水工が被災し，ず，これらの台風による高波に起因すると考えられる港

応急復旧中に来襲した台風 0418 号による高波で被害が湾・海岸構造物の被災パターンに着目し，以下のような

さらに拡大した．台風 0416 号来襲時に神戸港沖で観測さ特徴を示した．なお，台風 0416 号及び台風 0418 号では，れた波高は，神戸沖合の埋立護岸（南側完成断面）に対

西日本および北海道で既往最大値を更新する波高が観測する設計波（50 年確率波高：3.7m，周期：7.4s）よりもされ，台風 0423 号では四国南岸の室津港沖で当時の小さく，越波に対しては十分な安全性を有していたと考NOWPHAS 観測史上最大となる有義波高値が観測されえられる.しかし，上部パラペットの安定計算及び消波工

た．代表的な高波災害の例を図-2.1 及び以下に示す．

天端の設定には，被災時潮位よりも 1m 低い H.W.L.が採a) 宮崎港用されており，水面が消波工天端高より上昇した場合に宮崎港では，台風 0416 号通過後に南防波堤堤頭部におは，衝撃砕波力が作用する可能性が高くなる．したがっいてケーソン壁の損傷，中詰砂の流出が確認されるととて，作用波が設計波より小さいにも係わらず，護岸被災

もに，堤体前面の消波ブロック破損や沈下が生じた．被が生じたものと思われる．一方，西側護岸（暫定断面は

災時の波浪状況は潮位 D.L.+0.60m，沖波波高 11.05m で10 年確率波高：2.9m，周期：6.7s で設計）は，外側へ押あり設計波よりは小さかったが，堤頭部は施工途中であし出されるように被災していることから，高潮によってったため，最先端部のケーソンには消波工による巻止め

裏込め層内の水位が上昇したことが，何らかの影響を及が行われていない状態であった．一方，ブシネスクモデぼしている可能性がある．

ル（平山，2002）による波浪変形計算で得られた，ケーc) 函館港

ソン側壁が損傷した堤頭部周辺の有義波高分布によれば，

台風 0418 号は，函館市付近では 75km/h（約 21m/s）と堤頭部付近で波高増大がみられ，特に直立壁となっていいう高速で北東に進んだため，台風進路の東側に当たる

る防波堤先端部では最大で有義波高 14m に達している．

道内各地では猛烈な強風が吹き荒れ，8 日 7:45 には函館

図-2.1

2004年に発生した主な高波災害-5-市で瞬間最大風速 41.5m/s（風向 SSW）を観測した．こd) 菜生海岸の台風に伴う高波浪により，函館港では沖合の島防波堤

高知県室戸市の菜生海岸では 20 日 3:00 頃，台風 0423

（全長 400m）がケーソン 2 函だけを残し 370m 以上にわ号の来襲に伴う高波により堤防延長 100m にわたって越たって転倒した．その被災状況は多様で，台風来襲時に波が生じ，そのうち 30m では上部工およびパラペットが複雑な波浪外力が作用したものと考えられる．

倒壊した．堤防の完成は 1967 年であり設計沖波は波高：

そこで，越波を考慮したブシネスクモデル（平山･平石，14.8m，周期：16.3s，波向：SW であった．なお，当時の2005）による波浪変形計算を実施し，島防波堤に作用し被災調査では，長期間の供用により，もたれ式護岸の裏た波浪外力の推定を試みた．なお，
作用波の沖波諸元は，込め材が吸出し等により沈下し，波たたき床版との間にWAM による波浪推算結果（橋本ら，2005）を参考に函空洞が生じていたことなどが明らかになっている．

館港のピーク波浪時（H1/3=6.68m，T1/3=10.88s，波向 SW）

このとき，沖合1.5kmのNOWPHAS地点で観測された来とした．函館港島防波堤周辺における水面波形のスナッ

襲波は有義波高13.55m，周期15.8s, 観測潮位はD.L.+5.08m

プショットをみると，西防波堤及び北防波堤の前面では，であり，風向等から推測される波向はSSWであった．な沖からの入射波と壁面での反射波が重畳し三角波が形成

お，この高波浪は遠方で発生したうねりと台風の来襲にされていることがわかる．また，沖波の主波向に対して伴う風波が重畳したものであることが指摘されている

ほぼ垂直な法線を有する島防波堤に西防波堤からの反射（永井・里見，2005）．また，前述のブシネスクモデルに波が横から作用し，さらに前面では，沖からの入射波とよる波浪変形計算では，海底地形上の屈折変形によって壁面からの反射波による重複波形が形成されている．こ多方向波が次第に一方向化し，ちょうど被災箇所に向かの場合，これらの水面波形の位相関係により，島防波堤って波が海岸を遡上していく様子が確認されている．

前後で大きな水位差が生じる場所が局所的に現れること

一方，隣接する室戸岬漁港の護岸でも越波の痕跡が確が確認されている（平山，2007）．したがって，堤体幅の認され，さらに荷揚場では，護岸裏込めから作用した揚狭いスレンダーなケーソンでは，転倒モーメントが作用

圧力によるものと思われる床版の浮き上がりや破壊が生しやすい状況にあったと考えられる．

じていた．

図-2.2

周期の長いうねりにより発生した高波災害-6-e) 久里浜湾

延長 1.1km にわたって被災し，道路地盤を支える重力式

東京湾口に面した久里浜湾では，台風 0402 号が関東地

擁壁が倒壊・流出した．被災原因の調査と道路復旧方針

方のはるか沖を通過した後，晴天時にもかかわらず，21の検討について助言を行った「西湘バイパス構造物崩落

日 12:00 を境に急に長周期のうねりが来襲し，漁船が転に関する調査検討委員会」では，主な被災の要因として，覆する事故が発生した．このとき，久里浜湾口のアシカ

当初の設計を越える波の来襲に加えて，周期の長い水位

島（水深 21.7m）で観測されたピーク時（21 日 14:00）

変動，海底地形変化による波の集中，海岸の侵食などのの波浪諸元は有義波高 H1/3=2.24m，有義波周期 T1/3=16.1s

複合的な原因が挙げられている．特に，波の周期が長くであった．

なると，海底の影響を受けて浅水変形，屈折が始まる水(2) 長周期のうねりによる高波災害の特徴

深が深くなるため，波はより沖合から地形の影響を受け

平石ら（2008）は，近年の被害事例として，①岩手県

るようになる．神奈川県平塚での被災時の観測周期は

久慈港半崎地区護岸及び沖防波堤（2006年9,10月），②神

T1/3=14.2s であり，擁壁完成当時に想定されていた波周期

奈川県湘南海岸の道路護岸（2007年9月），③富山県伏木T1/3=11s を上回るものであった．

富山港防波堤及び入善町海岸護岸（2008年2月）に注目し，c) 富山湾沿岸

設計波周期を越える周期の長いうねりが波力増大や平均

富山湾沿岸では，2008 年 2 月 24 日に寄り回り波が発

水位上昇を引き起こし，被災が生じたことを示している．

達し，伏木富山港の防波堤 1500m のうち 855m で被災す

これらの概要を図-2.2及び以下に示す．

るとともに，海岸の護岸緑地が越波により浸食された．

a) 久慈港

また黒部川河口近くの入善町芦崎地区（下新川海岸）で

岩手県久慈港では，2006 年 9 月 5 日に台風 0612 号通は，海岸堤防(D.L.+5.7m)を越波した水塊が背後に浸水被過に伴う高波が久慈港半崎地区に来襲し，護岸越波によ

害 を も た ら し た ． こ の と き ， 水 深 46m の 伏 木 富 山り背後の北日本造船久慈工場が浸水した．また，護岸パ

NOWPHAS では，24 日 14:00 に，H1/3=4.22m，T1/3=14.2s

ラペット部分が 2 カ所で倒壊し，消波ブロック等も打ちを観測した．なお水深 20m の富山 NOWPHAS では，既上げられた．このとき隣接する島の腰漁港では，最大有往最大 H1/3=9.92m，T1/3=16.2s を同時刻に記録している

義波高 H1/3=4.5m，T1/3 =16s（6 日 0:00）を観測した．

（永井ら，2008）．

さらに，この直後の 2006 年 10 月には，台風 0616，0617

伏木富山港に来襲した波浪状況を推定するために，前号崩れの低気圧によって再度被災し，半崎地区護岸だけ

述のブシネスクモデルを用いて，“あいがめ”と呼ばれるでなく沖合の津波防波堤北堤のケーソン 2 函の上部工が急深な海底谷からなる複雑な海底地形上の波浪変形計算

破壊され，上部斜面堤 1 函が滑動した．このとき近隣のを実施した．計算では，被災時の波向はNEであったと仮

八戸港では，H1/3=8.12m, T1/3=12.4s を観測した．被災時

定し，JONSWAP型スペクトル（γ=10）を有する一方向波の潮位（D.L.+1.61m）は設計潮位（D.L.+0.85m）よりもを水深100mとした沖側境界で造波した．ここで，γはピー

幾分高かったものの，被災波は設計波（50 年確率波：

ク増幅率を表し，γ=1のとき，JONSWAP型スペクトルは修正ブレ

H1/3=7.41m, T1/3=13.0s）とほぼ等しかった．

ットシュナイダー・光易型スペクトルに一致する．このような一方，前述の台風 12 号に伴う高波の周期は設計周期

被災時の波と，設計で想定していた波（設計波：H1/3=4.80m，12.0s を大きく上回っていた．そこで，上記の設計波，周T1/3=12.0s）が作用したときの防波堤前面の波高分布を比較

期のみを長くした長周期うねり，及び波高のみを 150 年した結果によれば，被災波は入射境界の位置では設計波

確率波相当まで増大させた波浪を想定し，防波堤法線により小さいが，防波堤に沿った直線（5H1/3沖合）上では，おける浅水・砕波変形後の最高波高 Hmax*を合田（1975）

設計波よりも大きくなるかほぼ同一になっている．したによる砕波帯内波高の略算式を用いて推定したところ，がって，現地調査において被災が確認された場所では，周期が長くなり波形勾配が小さくなると，波高が大きく周期が長いために生じる浅水変形と屈折による局所的なても砕波しにくくなるため，長周期うねりの最大波高は波高増大により，設計値よりも作用波高が大きくなった

150 年確率波に相当することがわかった．一方，波高だ

ことが被災の一要因になったと推察された．

けを増加させた場合には砕波により波高が制限されることがわかった．

2.2b) 湘南海岸

海岸・港湾施設の高波災害の類型化

平山（2011）は，これらの高波災害による被災状況や神奈川県南部の湘南海岸に位置する西湘バイパスは，

発生メカニズムの分析を通じ，作用外力に着目してこれ2007 年 9 月 7 日に小田原に上陸した台風 0709 号によりらの類型化を試みた．

-7-

表-2.1

波浪特性に着目した海岸・港湾被害の類型化

外力

外力の作用状況
港湾・海岸被害に至る主な要因
その他の要因今後検討すべき事項

高潮位

設計を超える潮位での波力が作用

衝撃砕波圧の作用

高潮位と高波浪の重畳

消波ブロックの沈下

確率波の偶発性施工時の設計を超える高波が作用
風波
設
計
波
高
を
超
え
る うねり
高 性波浪
波

風波と遠方からのうねりが重畳地形の影響による波力集中

具体的な港湾・海岸被害
被災場所（時期）
被災内容
神戸港沖埋立護岸
パラペット破壊，護岸崩壊（2004/08）
宮崎港（2004/08）

海岸侵食による海岸
菜生海岸（2004/10）
風波とうねりの重畳防護機能の低下？
室戸岬漁港（2004/10）
粘り強さに欠けた
函館港（2004/09）
近接施設による波の回折・反射構造形式
伏木富山港（2004/10）
菜生海岸（2004/10）
久慈港（2006/09）
より沖合の海底地形
湘南海岸（2007/09）
による波浪変形
下新川海岸（2008/02）
海岸侵食による海岸
伏木富山港（2008/02）
防護機能の低下？

短時間越波量の増大

湘南海岸（2007/09）
来襲波の波群特性，水位の長下新川海岸（2008/02）
周期変動，及びこれらの重畳
久慈港（2006/09）

ケーソン壁の損傷
護岸崩壊，越波，床版破壊（揚圧力）
ケーソンの転倒，護岸越波
護岸崩壊，越波・浸水
ケーソンの滑動
護岸崩壊，越波・浸水(1) 被災パターンの分類

c) 背後地盤の影響

被災現場の状況と作用波高・潮位を検討して被災パタ

背後地盤が受ける高波の影響としては，越波の打ち込ーンを分類した．ただし，被災は複合的な要因で発生しみによる被災例に加え，内部の裏込めの吸い出しが生じていることが多いので，1つの被災事例が2つ以上のパタた事例（室戸岬漁港岸壁床板）や，裏込め層内の水位がーンに分類されている場合もある．

高潮によって高くなり，主働土圧が設計値より大きくなa) 高潮位に対する波力増大って護岸が破壊されたと思われる事例（神戸港沖埋立地

通常の護岸設計では，越波の算定は高潮偏差を加えた西側護岸）等が挙げられる．

設計潮位を用いることが一般的である．一方，波力の算d) 設計波を超える甚大な波力

定では，満潮位に対して適切な再現年を用いた確率波が観測値や推算値から統計的に設定した設計波を越える来襲するものとしている．したがって，パラペットの設

波浪外力が発生しており（菜生海岸護岸），被災時の観測

計波力は，満潮位に対して設定されている場合が多い（神データを用いた設計波の見直し等も，今後必要になると

戸港沖埋立護岸）．しかしながら，重要な施設に対しては，予想される．また，想定を越える外力に備え粘り強い構

波力計算時の潮位としても高潮偏差を満潮位に加えた水造形式の導入が必須になる（函館港島防波堤）．特に，設位を用いることが重要で，コストが大きくなるときは既計波よりも周期の長いうねり性の高波浪については，寄に電力港湾で導入されているような潮位の確率的な設定

り回り波として知られた富山湾沿岸では過去の観測デー法（光永ら，2003）を導入する等の対策が考えられる．

タ等を用いた確率論的な推定が一部で試みられている

また今後は，高波と高潮の同時生起性についても確率的（日本海高波浪に関する技術検討委員会，2008）ものの，な考え方の導入が必要になるものと思われる．

これまではほとんど意識されることのなかったその他のb) 地形の影響による波力集中地域（久慈港，湘南海岸）を含め，これらの発生確率を

隣接防波堤や防波堤延長方向の波高変化により，防波定量的に推定する手法の確立が急がれるところである．

堤の沖側と内水側で水位差が生じ，転倒安定性に影響を(2) 波浪特性に着目した高波災害の類型化与えた例（函館港島防波堤）や前面海浜が短く，波力減以上の分類を踏まえ，近年発生した海岸・港湾被害を

衰効果が局所的に小さくなったと考えられるケース（菜対象として，波浪特性に着目した高波災害の類型化を試

生海岸護岸）では，局所的な波浪の作用状況の差が被災みた（表-2.1）．この結果，海岸・港湾施設の被災原因のの有無に関係している．このような海域においては，単検討において，波浪特性の観点からは，強風下での風波

純地形を対象とした従来の図表や線形理論に基づく波浪の波高が設計波を超える場合には確率波の見直しのほか，

変形計算だけでなく，非線形波浪変形モデルや3次元流体

その偶発性や周辺施設等からの反射波の影響，うねり性解析法，あるいは水理模型実験を活用した詳細な作用波

波浪の波高が設計波を超える場合にはその発生確率や海の推定が重要になる．なお，従来から被災しやすいとさ

底地形による波浪変形，などについて考慮する必要があれている堤頭部や消波工端部，隅角部や前面の海底地形ると考えられる．特に後者のうち周期の長いうねりでは，に起伏のある施設等も，このような局所的な波・流れ場

明瞭な波群に起因するサーフビートやウェーブセットアの作用を十分に考慮すべき施設であると考えられる．

ップ等の2次的な波浪変形にも留意する必要がある（田島-8-

ら，2009，加島ら，2010）．

れの観測点でも大きくなる．すなわち最近の観測値を用いると確率波高は増加する傾向にある．

3．うねり性波浪の出現特性とその対策

図の 100-year および 1000-year は 1970～1989 年の観測値から 100 年および 1000 年確率波を求めた例である．近

本章では，設計波の設定に用いる極値統計解析で対象年の資料を用いた 50 年確率波高は，過去の資料を用いたとする観測資料の違いが確率波高に与える影響について

100 年確率波高よりも大きく，むつ小川原を除けば，1000

考察するとともに，これまであまり着目されることのな

年確率波高にほぼ対応している．すなわち，確率年の延かったうねり性波浪が原因と考えられる被災事例を対象

長によって近年の波高増大を説明することは難しい．

として，その観測データの解析や被災メカニズムの検討，

ただし，これらの原因が波候の長期的なトレンドによ及び対策工の提案を行った研究成果について述べる．

るものかどうかは，現時点では不明である．一方，最近の観測資料を含めて確率波高を計算し，直ちに設計波を

3.1

観測資料による確率波高の変化

見直すことも，確率波の偶発性などの影響を考えると必平成19年に改訂された「港湾の施設の技術上の基準・ずしも適切ではない．

同解説」では，レベル2地震動に対応するような低頻度でしたがって，少なくとも今後設計を行う港湾構造物にあるが最も危険な波浪は「省令」の中で偶発波浪荷重とついては，近年顕著に現れる高波浪が偶発的なものであして設定されている．

るか，それとも地球温暖化の進行などの長期的なトレン

そこで，平石ら（2008）は，まず我が国沿岸におけるドのなかで確率波を見直すべき観測資料であるかを見極

近年の波候変化について調べた．すなわち，すでに長期

め，それぞれに応じた設計レベルを設定する必要がある

間にわたる波浪観測が実施されている青森県むつ小川原と思われる．例えば，前者であれば，その再現期間に相港，山形県酒田港，和歌山県潮岬，沖縄県那覇港（それ当する確率波を偶発波浪荷重として規定することができぞれ，東北地方の太平洋側と日本海側，南西日本，沖縄

る．一方，後者であれば，設計波そのものを見直すこと

地方を代表する）について，1970～1989，1990～2000おになる．

よび1990～2005年の異なる観測期間の年最大値資料を用ところで，前述の寄り回り波を対象とした極値統計解

いて計算した確率波高を比較し，最近の観測データを用析（日本海高波浪に関する技術検討委員会，2008）では，いることによる確率波高の変化，及び確率年を増加させ

出現波高のみに着目した従来の極値観測データではなく，た場合の波高変化を調べた．結果を図-3.1に示す．なお，

波形勾配をしきい値として風波とうねり性波浪を区別し，これらは極大値資料に対しても同様に行われたが，得らそのうちうねり性波浪による波高の極値データを抽出しれた傾向は年最大値資料とほぼ同様であったため，ここた．これは，富山湾沿岸では“寄り回り波”という固有での引用は割愛する．

名詞が存在することからもわかるように，うねり性波浪

図の左側の 3 つの波高は 50 年確率波高である．1970

による高波が繰り返し来襲する状況に則したものと理解～1989 年の資料を用いた確率波高よりも，1990～2000

できる．また，能登半島による遮蔽効果を考慮すると，

あるいは 1990～2005 年の資料を用いた確率波高はいず

季節風が卓越する冬季においても，富山湾沿岸では風波に比べ，うねり性波浪による波高及びその来襲頻度が相対的に大きいことが推測される．

確率波高(50&100&1000年)(m)14

すると，通常はうねり性波浪に比べ，風波による波高

12及びその来襲頻度が相対的に大きい我が国沿岸でも，富10山湾沿岸と同様な手法を用いて，従来の風波に対する確8率波高とは別に，うねり性波浪に対する確率波高も定義
MUTSUOGAWARA

6

できる可能性が示唆される．すなわち，この場合には，SAKATA4

久慈港や湘南海岸に高波災害をもたらした非常に周期の

SHIONOMISAKI

2

長いうねり性波浪の発生確率が，過去のうねり性波浪にNAHA

よる波高の極値データから推定できることになる．

0
1970-1989 1990-2000 1990-2005
観測年

図-3.1

100-year

1000-year

3.2

うねり性波浪の諸元・波浪変形特性

最近の高波災害事例にもあるように，沖で発生した周

観測期間の相違による確率波高の変化-9-水位 [m]2

2004/05/21 14:00

1
0
-1
-2

図-3.2

120

180

240

300

360

420

480

540

600 660
時間 [s]

780

840

900

960 1020 1080 1140 1200

久里浜湾（アシカ島）で観測された長周期うねりの水面波形（左）と海岸近傍の波浪来襲状況（右）6

波高 [m]

720

18

台風0402号

5

15

4

12

5/21
14:00

3
2

9
6

1

3

0

0

5/21 0:00

5/22 0:00

有義 波高(m)f1(m) (32.0s以 上)
f2(m) (16.0s ～25.6s)
f3(m) (10.7s ～14.2s)
f4(m) (8.0s ～ 9.8s)
f5(m) (4.3s ～7.5s)
有義 波周期(s)スペクトル密度 [m 2s]

60

有義波周期 [s]

0

1

0.01

12

3

9

2

6
3

1

f1(m) (32.0s以上)
f2(m) (16.0s ～25.6s)
f3(m) (10.7s ～14.2s)
f4(m) (8.0s ～ 9.8s)
f5(m) (4.9s ～7.5s)
有義波周期(s)スペクトル密度 [m 2s]

4

有義波高(m)有義波周期 [s]波高 [m]

18

台風0402号

15

5/22 0:00

10
1

H1/3=3.52m
T1/3=15.0s
κ=0.59γ=4.2

5/23 0:00(a) 周期別波高の時系列変化

2004/05/21 13:00

0.1
0.01
0.001
0.0001
0.001

0

0

図-3.4

1

(b) ピーク時の周波数スペクトル55/21 0:00

0.01
0.1
周波数 [Hz]

久里浜湾（アシカ島）で観測された周期別波高の時系列変化，及びピーク時の周波数スペクトル5/21 13:00

6

JONSWAP
スペクトル

0.001
0.00010.001

5/23 0:00

2004/05/21 14:00

0.1(a) 周期別波高の時系列変化
図-3.3

H1/3=2.24m
T1/3=16.1s
κ=0.83γ=25.710JONSWAP
スペクトル
0.01
0.1
周波数 [Hz]1(b) ピーク時の周波数スペクトル

伊豆大島（波浮港）で観測された周期別波高の時系列変化，及びピーク時の周波数スペクトル期14s程度以上の周期の長いうねりが浅海域に到達すると，と合わせて図-3.3に示す．ここで，κはスペクトル形状パ比較的水深の深い海域から屈折や浅水変形が生じ，沿岸

ラメータである．

域では高波浪となって，突然の越波災害や小型船舶の転a) 波形・スペクトル特性

覆事故等を引き起こす恐れがある（平山ら，2009a）．そ

台風0402号の通過後，突然高波が来襲した久里浜湾でこで，このような周期の長いうねりが発生した以下の3事

は，その湾口に位置するアシカ島で観測された周期帯別例について，沖で観測された水面波形やスペクトルの特波高の時系列変化において，21日12時を境に，周期10.7s

性，及びこれらをブシネスクモデルに入力して計算され以上および周期16.0s以上の波高が急激に増加しているた周期の長いうねりの伝播特性とその再現性について整（図-3.3(a)）．この原因としては，沖合の波浮で観測さ理し，これらの特性を明らかにする．

れた方向スペクトルの時間変化から，一方向性の高いう(1) 波浮港・久里浜湾（2004年5月）

ねりの波向きが台風の進行とともに徐々に変化し，ちょ

東京湾口に面した久里浜湾では，台風0402号が関東地

うど真南となったときに久里浜湾に入射したことが推測方のはるか沖を通過した後，静天時にもかかわらず急にされた．また，図-3.2に示すアシカ島（水深21.7m）でのうねり性の高波が来襲し，漁船が転覆する事故が発生し波形記録からも，この突然の高波が周期17s程度の周期のた（図-3.2）．このとき，久里浜湾口のアシカ島で観測さ長いうねりの来襲によるものであることがわかる．なお，れた周期別波高の時系列変化及びそのピーク時の周波数

これと同様な波形記録は，ある時間差を伴って，波浮及

スペクトルを，対応するJONSWAP型スペクトル（細線）

び太平洋沿岸の御前崎，潮岬等でも観測されていたこと- 10 -

が報告されている（加島ら，2008）．

段階で行った．すなわち，アシカ島では 21 日 14:00 に観

このピーク時（21日14:00）に観測された波形を解析し測された周波数スペクトルのみを対象とし，波向き及びたところ，有義波高2.24m，有義波周期16.1sであった．ま方向集中度の再現性は，周期 17s のうねりの伝播速度をた，スペクトル形状パラメータはκ=0.83と推定され，これ考慮し，その 1 時間前の 21 日 13:00 に波浮で観測されたをJONSWAP型スペクトルのγ 値に換算すると実に25.7で方向スペクトルに対して行うものとした．

あった（図-3.3(b)）．このように非常に特異な狭帯域ス

この結果，これらの観測スペクトルに対して推定されペクトルが現れた原因については，後述する久里浜湾をた沖波スペクトルの諸元は， γ=7.2，Smax=25 であった．

対象に実施した周期の長いうねりの伝播・変形計算によ

さらに，ブシネスクモデルによる再現計算時の入射条件って考察できる．したがって，ここでは，東京湾沖約70km

として，計算領域沖側の境界上代表地点（水深 32.2m）に位置する大島の波浮で観測された周期帯別波高の時系

で 抽 出 し た 接 続 方 向 ス ペ ク ト ル の 諸 元 は ， γ =11.6 ，列変化とピーク時の周波数スペクトルを図-3.4に示す．

Smax=111 と推定された．これらの詳細を表-3.1 に示す．

波浮におけるピーク波高発生時刻は21日16:00であった

また，アシカ島波浪観測地点及びブシネスク計算における接続境界上の代表地点の位置を図-3.6(a)に示す．

が，周期17sのうねりの伝播速度を考慮すると，アシカ島のピーク波高に影響を及ぼしたと考えられる波浪は，波浮では21日13:00頃に観測されたであろうと推測された沖合から沿岸域（港外）（図-3.4(a)）．このときの波浪諸元は，有義波高3.52m，

沖波スペクトルの設定

有義波周期15.0s，平均波向177°であった．また，スペク・波浪諸元（波高，周期，波向き）

トル形状パラメータはκ=0.59と推定され，これをγ 値に換

・方向スペクトル（方向集中度 Smax，ピーク増幅率γ ）算すると4.2であった（図-3.4(b)）．さらに，JONSWAP

波浪変形計算（エネルギー平衡方程式法）

型スペクトルに対する光易型方向関数の方向集中度は
Smax=31（ブレットシュナイダー・光易型スペクトルに対

観測結果

計算結果

・波浪諸元

・波浪諸元

してはSmax=35）と推定された．

・方向スペクトル・方向スペクトル

形状は，その伝播距離が長いほど一方向性が増すことが【比較】（再現性の確認）

知られている．しかし，それとともに周波数スペクトル

観測結果 ⇔ 計算結果がこれほどまで狭帯域化（γ=4.2→25.7）することは考え再現性が良いづらいため，周期の長いうねりの伝播・変形過程を明ら（試行錯誤）

一般に，外洋で観測される風波・うねりのスペクトル再現性が悪い

観測位置における計算結果の再現性が良い

かにする必要がある．

⇒

b) 観測スペクトルに対する沖波の推定

他の算定地点の再現性も高いと仮定

沿岸域に設定した計算領域沖側の境界スペクトル設定

アシカ島及び波浮港で観測された周期の長いうねりの・算定された任意形状の方向スペクトルを抽出

スペクトルは，観測波浪の波長に対して観測水深が浅く，【参考情報】

局所的な海底地形の影響を受けやすいため，それぞれの・波浪諸元（波高，周期，波向き）

海域で出現した周期の長いうねりの特性を必ずしも代表

・方向スペクトル（方向集中度 Smax，ピーク増幅率γ ）していない．そこで，まずこれらを再現対象として，エ沿岸域（港外から港内）

ネルギー平衡方程式法を用いた逆解析により沖波スペク
ブシネスクモデルによる再現計算

トルを推定し，次に，求めた沖波に対して順解析（波浪
変形計算）を行い，沿岸域に別途設定した計算領域沖側の境界上代表地点で算出される方向スペクトルを出力し

図-3.5

うねり性高波浪の再現計算の手順た．さらに，ブシネスクモデルを用いた再現計算では，
このような任意形状スペクトルから多方向不規則波を造表-3.1

波する平山・宮里（2009）の手法を用いて，周期の長いうねりの波群伝播過程をシミュレートすることを試みた．
これらの計算手順を図-3.5に示す．
この当時，アシカ島では波向観測が実施されていなか

観測及び推定されたスペクトル諸元の一覧

H1/3[m] T1/3[s] θ[deg]
3.52
15.0
177
2.24
16.1
推定された沖波スペクトル
7.07
16.5
170

観測スペクトル（波浮）（アシカ島）

算出された境界スペクトルった．そこで，手順のうち再現性の検討は，次に示す２- 11 -

2.23

16.14

165

κ
0.59
0.83
0.67

γ
4.2
25.7
7.2

Smax
31
25

h[m]
48.7
21.7
L0/2

0.73

11.6

111

32.2

なお，ここまでの波浪変形計算においても，アシカ島

すなわち，方向スペクトルの更なる変形は，次に行うブで観測されたγ =25.7を説明するまでには至っていない．

シネスクモデルによる再現計算において確認される．

ブシネスク計算領域：5m 格子

point12point13

point11point1366

point15

point14point148
point1522

離岸堤

point18

4
point17

point19
point17

point19

2
2

66

44
66

6

アシカ島観測地点(水深：21.7m)

8point16
point16

point184466

沖側境界上の代表地点(水深：32.2m)

point11point12point06

point08

point08

point07
point07

point068

88

point05

point05

point09

point09

point108point10

港空研岸壁の消波

point04
point04

10
10

0

12

(m)
500 1000

0
-1
1800

0.001

2800

3000

3200

3400

2800

3000

3200

3400

2800

3000

3200

3400

0
-1
1800

2000

2200

2400
2600
時間(s)

(b) Point8（岩礁帯）
1

入射スペクトル

0.010
0.100
周波数 [Hz]

1.000

0.5
0
-0.5
-1
1600

1800

(c) Point14（フェリー岸壁）
図-3.7

2400
2600
時間(s)

1

-2
1600

1.000

水位 (m)

スペクトル密度 [m 2 s]H1/3=0.31m
T1/3=15.4s
κ=0.47γ=1.902200

2

入射スペクトル

0.010
0.100
周波数 [Hz]

2000(a) Point1（アシカ島観測地点）(b) Point8（岩礁帯）
10
1
0.1
0.01
0.001
0.0001(c) 有義波高分布

1

-2
1600

1.000

水位 (m)

スペクトル密度 [m 2 s]

0.001

500
500(m)(m)2(a) Point1（アシカ島観測地点）
10
1
0.1
0.01
0.001
0.0001

250
250

2

入射スペクトル

0.010
0.100
周波数 [Hz]H1/3=1.09m
T1/3=12.8s
κ=0.39γ=0.9800

久里浜湾を対象としたブシネスクモデル計算における計算領域

水位 (m)

スペクトル密度 [m 2 s]

0.001

44

(b) 代表出力点の位置

図-3.6

H1/3=2.01m
T1/3=16.5s
κ=0.82γ=25.2

66
2

16
16

(a) 接続代表地点の位置

10
1
0.1
0.01
0.001
0.0001point0312point03

88

2000

2200

2400
2600
時間(s)

(c) Point14（フェリー岸壁）

うねり性波浪の周波数スペクトル図-3.8- 12 -

うねり性波浪の水面波形

c) 伝播・変形特性と同様な波群特性（顕著な包絡波形を伴う高波の連なり）

図-3.5に示す手順に従い算出された，ピーク時に観測を有することが確認できる．

されたであろう入射境界上の接続方向スペクトルをその次に，Point3より岸側の港内に伝播したうねりのスペクまま用いて周期の長いうねり波形を造波し，ブシネスク

トル形状をみると，基本波の2倍，3倍周波数付近の短周モデルによるうねり性高波浪の伝播・変形状況の再現，期成分，及び長周期成分のエネルギー増大が次第に顕著

及びそれらの結果の考察を行った．久里浜湾内で水面波となり，特に図-3.7(b)に示す岩礁帯上に位置するPoint8形等を出力する代表点の位置を図-3.6(b)に示す．

では，これらがかなり顕著に表れている．また，図-3.8(b)久里浜湾内に設定した代表出力点のうち，Point1（アシに示す水面波形は，高波の連なりとともに波形が上下非カ島），Point8（港外を見通せる岩礁帯）及びPoint14（遮対称となる非線形化が進み，砕波も生じている．これは蔽域にあるフェリー岸壁）で算定された周波数スペクト

ちょうど，図-3.2右に示した波浪状況をよく説明していルを図-3.7に，水面波形を図-3.8に示す．ここで，図-3.7

る．なお，ゼロアップクロス解析によって得られるこれの細線は，沖側境界に入力した境界スペクトルである．

らの有義波周期は，短周期成分の影響により次第に短く

まず，図-3.7(a)に示すPoint1で算定されたスペクトル算定され，Point8では4s弱程度短くなっている．

形状から，γ =25.2と推定され，波高，周期と合わせて，さらに，図-3.7(c)に示すPoint14をはじめとする港奥のアシカ島で観測されたピーク時のスペクトル形状を非常遮蔽域では，短周期成分のエネルギーが減衰し，周期50sによく再現できていることがわかる．このとき，急峻な及び200s程度の長周期成分のエネルギーが相対的に増大地形を有する久里浜湾口のアシカ島付近では，屈折によしている．これらの原因としては，港形に依存する固有る波の収れんと浅水変形により，顕著な波高増大が生じ周期や波群に拘束された長周期波との関係が疑われる．

ている（図-3.6(a)，図-3.6(c)）．すなわち，特異な狭帯

また，図-3.8(c)に示す水面波形でも包絡波形は確認され域スペクトルを観測したアシカ島では，屈折変形によりるが，これらの振幅はかなり小さくなっている．

来襲波が選別されて入射したことが推測された．また，(2) 常陸那珂港（2006年9月）

図-3.8(a)に示す水面波形は，当時の観測波形（図-3.2左）太平洋に面した東北日本の港湾や海岸では，台風0612

突堤群
階段護岸・離岸堤

台風0612号

18

5

15

4

12

3

9

2

6
3

1

0

0
9/3 0:00

有義 波高(m)9/4 0:00

9/5 0:00

9/6 0:00

9/7 0:00(a) 周期別波高の時系列変化
図-3.10f1(m) (32.0s以 上)
f2(m) (16.0s ～25.6s)
f3(m) (10.7s ～14.2s)
f4(m) (8.0s ～ 9.8s)
f5(m) (4.9s ～7.5s)
有義 波周期(s)スペクトル密度 [m 2s]

9/05 06:00

6

波高 [m]

常陸那珂港に隣接する阿字ヶ浦海岸の位置関係と被災状況

有義波周期 [s]

図-3.9

10
1

H1/3=4.73m
T1/3=16.9s
κ=0.58γ=4.0

2006/09/05 06:00

0.1
0.01
0.001
0.00010.001

JONSWAP
スペクトル
0.01
0.1
周波数 [Hz](b) ピーク時の周波数スペクトル

常陸那珂港で観測された周期別波高の時系列変化，及びピーク時の周波数スペクトル- 13 -

1

ブシネスク計算領域：5m 格子
離岸堤・
階段護岸
突堤群
沖側境界上の代表地点（水深：26.6m）

常陸那珂観測地点（水深：30.3m）(a) 接続代表地点の位置
図-3.11(b) 有義波高分布(c) 平均水位上昇量分布

常陸那珂港（阿字ヶ浦海岸）を対象としたブシネスクモデル計算における計算領域

号および2006年10月の発達した低気圧に伴う周期の長いの波高が観測され，かつ方向スペクトルを取得できた5日

波が観測され，防波堤や護岸，海岸突堤の被災が生じた．

06:00をピーク時とみなし，この時刻における方向スペク

このうち，常陸那珂港に隣接する阿字ヶ浦海岸では，トルの再現性の検討を行うこととした．このとき観測さ施工中であった海岸突堤の被覆ブロックおよび捨石の一れた波浪諸元は，有義波高4.73m，有義波周期16.9s，平均部が飛散する被害が生じた（図-3.9）．また当該地区では，

波向114°であった．

5日16:10に約50世帯に対し避難勧告が発令され，5日18:45

一方，スペクトル形状パラメータはκ=0.58と推定され，に解除された．被災突堤の天端高はD.L.+4.1m（暫定断面）

これをJONSWAP型スペクトルのγ 値に換算すると4.0であに対し，設計波は波高3.5m，周期14sであったが，被災当った（図-3.10(b)）．これは，ピーク周期こそ違うものの，時には，ウェーブセットアップによる平均水位上昇の効

北海等で観測される標準的なスペクトル形（γ =3.3）をや

果とも相まって，設計諸元を上回る波浪が来襲したと考や上回る程度であった．しかし，我が国沿岸で観測されえられる．また，避難勧告が発令された地区のうち，前る一般的なスペクトル形はγ =1.0として表わされること面に離岸堤が設置されていない階段護岸（天端高：D.L.

から，特徴的なスペクトル形状であったことがわかる．

+5.0m）では，予め土嚢を設置したこともあり，越波飛沫

さらに，JONSWAP型スペクトルに対する光易型方向関数

が打ち上がる様子が観察されたものの，浸水被害が生じの方向集中度はSmax=71（ブレットシュナイダー・光易型

るまでには至らなかった．一方，前面に岩礁帯が広がる

スペクトルに対してはSmax=92）と推定され，少なくとも磯崎漁港地区では，土嚢は設置されなかったが，海岸沿

常陸那珂観測点（水深30.3m）で観測された波は，遠方かいの県道に通行規制等の措置は講じられていない．

ら来襲するうねり成分が卓越した一方向性の強い波であったことが伺える．

このとき，常陸那珂港で観測された周期別波高の時系列変化及びそのピーク時の周波数スペクトルを，対応すb) 観測スペクトルに対する沖波の推定るJONSWAP型スペクトル（細線）と合わせて図-3.10に

前述の図-3.5に示す手順に従い，観測スペクトルに対して推定された沖波スペクトル諸元は，γ =1.9，Smax=160

示す．
a) 波形・スペクトル特性であった．ここで，方向集中度が観測スペクトルよりも

台風0612号による長周期うねりが来襲した太平洋沿岸

高く推定された原因は，常陸那珂観測地点の沖側に存在のうち，常陸那珂港では，ピークを迎えた5日08:00より2する浅瀬により，少しずつ周期の異なる長い波がそれぞ

日以上も前から，周期16.0s以上の波高が徐々に増加している（図-3.10(a)）．このとき観測された波形記録を解析

表-3.2

すると，有義波高4.83m，有義波周期16.8s，平均波向114°

観測及び推定されたスペクトル諸元の一覧

H1/3[m] T1/3[s] θ[deg]
4.83
16.8
114
4.73
16.9
114
推定された沖波スペクトル
5.05
16.7
115

（北から時計回りを正）であった．しかし，常陸那珂で観測スペクトル （変更前）（常陸那珂）（変更後）

波高がピークを迎えた5日08:00には，方向スペクトルは欠測であった．そこで以降の検討では，ピーク時と同程度算出された境界スペクトル- 14 -

4.57

17.0

112.5

κ
0.58
0.47

γ
4.0
1.9

Smax
71
160

h[m]

0.48

2.0

92

26.6

30.3
L0/2

れ屈折し，観測地点では局所的に方向分散性が増していなお，この場合には，離岸堤端部および開口部周辺で，たことが想定される．すなわち，常陸那珂港に実際に来洗掘等の原因となる顕著な沖向き流れが生じていると推襲したうねり性高波浪は，観測波形から推定されたもの

測される．

よりもさらに一方向性が高かったことが推測される．実(3) 伏木富山港・富山湾沿岸（2008年2月）

際，沿岸域における計算領域沖側の境界上代表地点（水2008年2月に周期14sを超えるうねり（寄り回り波）が来深26.6m）で算出された方向スペクトルは，γ =2.0，Smax=92と推定され，観測スペクトルに比べγ 値は小さいものの，
方向集中度は観測結果を上回る値が算出された．これらの詳細を表-3.2に示す．また，常陸那珂波浪観測地点及びブシネスク計算における接続境界上の代表地点の位置を図-3.11(a)に示す．
さらに，常陸那珂波浪観測地点は港口部に位置し，港内へ入射する波浪をほぼ直接捉えていると考えられる．

(a) 防波堤

そこで，実際のブシネスク計算時には，ピーク波高発生

写真-3.1

時刻2時間前（2006年9月5日6時）に観測された方向スペ(b) 緑地護岸
伏木富山港の被災状況

40

クトル（波浪諸元としては，有義波高：4.73m，有義波周

観測値(2008年2月24日14時)
JONSWAP(γ=1.5)

期：16.9s，平均波向：114°）をそのまま入射条件として

30
S(f) (m-2･s)用いることとする．なお，JONSWAP型スペクトルを仮定した場合のピーク増幅率，方向集中度はそれぞれ，γ=4.0，
Smax=71である．
c) 伝播・変形特性（H1/3=4.22m, T1/3=14.2s）

20

10

ブシネスクモデルにより算定された阿字ヶ浦海岸周辺の有義波高及び平均水位上昇量の空間分布を図-3.11(b)00.0及び図-3.11(c)に示す．

0.1
0.2
Frequency (Hz)施工中であった海岸突堤先端（暫定）において算定された波高は3.5m程度であり，設計波とされた3.5mとほぼ

図-3.120.3

観測された周波数スペクトル同様であることから，被覆ブロックが飛散した状況をほぼ再現できていると考えられる．また，階段護岸前面の波高は，透過離岸堤が設置されていない海域で3mを超え，直立護岸に対する越波流量推定図で簡便に推定した越波流量は10-2オーダーとなることから，もし土嚢が設置されていなければ，護岸崩壊こそ生じないものの，階段護岸
背後の道路や住宅地の浸水被害が生じていたであろうと推察される．一方，離岸堤背後の海域では顕著な波高減衰がみられ，その効果が確認できるものの，その開口部
では，やはり3mを超える波高が算定されている．これは，来襲波の周期が非常に長いために，回折による波高減衰が生じにくかったことが原因と考えられる．なお，磯崎
漁港周辺の波高が高い原因は，再現計算においてこの前

図-3.13エネルギー平衡方程式法による計算結果

表-3.3

観測及び推定されたスペクトル諸元の一覧

面海域の岩礁地形を水深データに反映できず，これによる砕波減衰を考慮できなかったためと思われる．
次に，顕著な平均水位上昇は，砕波によるウェーブセ
ットアップ及び波の遡上により，海岸突堤を設置した海浜部で生じている．また，離岸堤背後で生じている平均
水位上昇は，離岸堤による波高減衰が原因と考えられる．

- 15 -

観測スペクトル（伏木富山港）
観測スペクトルの再現結果推定された沖波スペクトル

γ
1.5
2.2
-

H 1/3 [m]
4.22
4.26
-

算出された境界スペクトル1.5（観測地点での波高・周期の合わせ込み実施後）

T 1/3 [s]
14.2
14.7
-

波向
NNW

S max
75

エネ法で算定された任意の方向スペクトル

h [m]
46
46
L0/2
200

襲した富山湾では，海底谷（あいがめ）が入り組んだ複（2010a，2011，2012）の手法を用いた．ここで，沖波の雑な海底地形上の波浪変形により局所的に波高が集中し，波向をNNE，方向集中度をSmax=75と仮定し，エネルギー

防波堤ケーソンが大きく滑動するなどの被害が生じた．

平衡方程式法を用いて算定された伏木富山港周辺の波高

特に，伏木富山港では，前述したように，防波堤1500mの分布とともに，ブシネスクモデルの造波境界にあたる線

うちSE側の855mでケーソンが滑動するとともに，港内の分の両端で算定された方向スペクトルを図-3.13に示す．

護岸に面した緑地が越波により侵食された（写真-3.1）．

同じ等エネルギー線で描かれた両者を比較すると，そのまた，黒部川河口近くの入善町芦崎地区（下新川海岸）形状から，SE側方向スペクトルの方向分散は主方向

では，海岸堤防を越波した水塊が背後に浸水被害をもた（NNE）に対してほぼ対称であるのに対し，NW側方向ス

らしたが，これについては次節において詳述する．

ペクトルでは，非対称（歪んだ分布）となっている．こa) 波形・スペクトル特性

れは，この線分上のNW側に張り出した海底岬地形により，伏木富山港のNOWPHAS地点（水深46m）で観測された

周期14.2sよりも長い周期を有する成分波が海底地形の影

被災時（2008年2月24日14時）の周波数スペクトルは，響を受けて屈折するためと考えられる．このように，よH1/3=4.22m，T1/3=14.2s，γ=1.5としたJONSWAP型スペクト

り深い海底地形の影響を受けやすい寄り回り波を対象とルで近似できる（図-3.12）．2.1節で述べたように，平石

した場合には，造波境界に与える方向スペクトルを厳密ら（2008）は，これをより極端にγ=10，波向NEの一方向に一様とみなすことは困難であることがわかる．

波と仮定し，水深100m地点から造波して波浪変形計算を

なお，実際の波浪変形計算に用いた境界スペクトルは，実施したが，ここでは，その後に取りまとめられた被災

NOWPHAS地点で観測された有義波高，有義波周期を極原因の究明や対策検討に関する報告（例えば，永井ら，力再現するように合わせ込みを行い設定した．しかし，

2008；水口ら，2010）を参考に，γ=1.5，波向NNE，方向

スペクトル尖鋭度は一律にγ =1.5と与えたため，次項で算集中度Smax=75と仮定し，周期14.2sの波に対してほぼ深海定されたNOWPHAS地点の周波数スペクトルは，海底地域とみなせる水深200mから造波することとした．

形の影響を受けてさらに尖鋭化している．

また，この多方向不規則波の造波には，造波水深上のこれらの状況をまとめて表-3.3に示す．

水深及び方向スペクトルの空間変化を考慮できる平山らb) 伝播・変形特性

30
150

90 80
190

40
10

20
緑地護岸

沖波入射境界

60 30

180
80
90

20

P80
110

190

10

20

防波堤

NOWPHAS
観測点

P50
被災防波堤
（代表地点番号）
10

主波向き
150

80 70

60

50
40

30

100
140 120
180
150

20

10

160

0

850

1700(m)(a) 海底地形図-3.14(b) 有義波高・波向ベクトル

伏木富山港を対象としたブシネスク計算結果- 16 -

ブシネスクモデルにより算定された伏木富山港周辺のた不規則波を造波し，周期の長いうねりの護岸越波・波有義波高及び波向ベクトルの空間分布を，計算領域内の圧特性を明らかにするとともに，これらの低減効果を発海底地形とともに図-3.14に示す．

揮しうる対策工の提案を試みた．

寄り回り波来襲時に，SE側の855mが滑動被災した防波実験では，1/30勾配の一様斜面上に護岸模型を設置し，堤（全長1500m）前面では，沖の海底岬地形による波の屈入射波周期8.0s，14.0s，17.0sのJONSWAP型スペクトルを折と浅水変形によると思われる波高集中が，SE側とNW側有する不規則波群を，護岸模型の設置位置で進行波の有の2箇所でみられる．このうちNW側の防波堤は，設計波義波高が4.0mとなるよう，模型縮尺1/40で造波した．ここがSE側よりも大きく，かつ後退パラペットが採用されてで，スペクトル尖鋭度は，風波を想定した8.0sではγ=1.0，

いたため一度に作用する波力が小さかったために，被災

長周期のうねりを想定した14.0s及び17.0sでは，γ=1.0，10.0を免れたものと推測される．なお，この付近の波浪集中の2種類を設定した．なお，各実験ケースにおいては同じは，この沖合に位置するNOWPHAS波浪観測地点よりも波浪諸元を有する不規則波形を3種類造波し，不規則波形

岸側で生じていることがわかる．これはNOWPHAS地点の違いが波浪統計量に与える影響を考慮した．

が海底岬の上にあるためであるが，このことは，当時の造波水深はhoff =20.0m及び18.0mの2種類とし，これに伴観測結果は防波堤に実際に作用した波を捉えられていな

い護岸の堤前水深はhtoe =8.0m及び6.0m，護岸天端高はhcいことを示している．すなわち，寄り回り波など周期の=6.0m及び8.0mと変化している．また，対象護岸の断面形

長い波に対しては，港外であっても海底地形の影響を受

状は，「直立護岸」，「消波護岸」のほか，護岸の越波量及けて，波高や波向きがさまざまに変化することに十分留

び作用波圧を低減する対策断面としての役割が期待され意する必要があるといえる．

る「消波ブロックで形成される透過離岸堤を直立護岸より少し沖に配置した護岸（＝透過離岸堤を有する直立護一方，防波堤背後の緑地護岸の前面では，防波堤のSE岸）」とした（写真-3.2）．

側端部から回り込んだ波による波高増大が生じている．
しかし，海底地形と合わせて考えると，この回り込みに護岸越波量は，直立護岸背後に設置した集水マスに溜は防波堤端部からの回折に加えて，あいがめに沿って港まった越波水塊の総量を計測し，計測時間で割り戻して内に侵入した波が屈折していることが考えられる．した

平均越波流量を算出するとともに，集水マス内の水位のがって，緑地護岸への周期の長い波の進入を食い止める

時間変化を計測し，短時間越波流量も算出した．さらに，ためには，この両者の波浪変形を考慮した対策を講じる

作用波圧は，直立壁中央部で鉛直方向に等間隔で7箇所に必要があると考えられる．

取り付けた波圧計で計測した（ただし本稿では作用波圧に関する記述は割愛する）．

3.3

a) 護岸前面での波浪変形特性

うねり性波浪に対する減災対策の検証事例

これらの事例より，最近の高波災害でみられる周期の例として，天端高hc=6mの「直立護岸」，「消波護岸」及

長いうねりは，周期14s以上でスペクトル尖鋭度が大きく，び「透過離岸堤を有する直立護岸」に対して周期14s，ス

方向集中度が高い波として整理できる．また，このようペクトル尖鋭度γ=1.0，10.0の不規則波を造波し，直立壁な波の代表的な伝播・変形特性は，通常の風波に比べ相前面で計測した護岸前面の波高H1/3，水面波形η，周期30s

対水深が浅いことに起因するより深い海域での屈折・浅以上の水位の長周期変動成分ζ，及び背後の集水マスで計

水変形であることがわかるが，久里浜湾（2004年5月）の測した短時間越波流量qの時間変化を図-3.15に示す．

事例からは，浅海域で波群特性に起因する顕著な非線形まず，「直立護岸」前面の水面波形，長周期変動及び短干渉が生じることが示唆される．そこで本節では，これ

時間越波量の時間変化に着目すると（図-3.15(a)(b)），

らの波浪特性に着目して実施した水理模型実験の事例をスペクトル尖鋭度が大きい場合には，波群の形成が確認

紹介し，護岸越波量を低減するために有効な対策についされる時期に顕著な長周期変動が発生し，その水位上昇て検討する．

時と高波の連なりの位相が一致する時間帯に短時間越波量が増大していることがわかる．次に，「消波護岸」（図(1) 一様斜面を対象とした断面模型実験
風波に比べ狭帯域のスペクトルを有する周期の長いう-3.15(c)(d)）でもこれと同様の傾向が観察されるが，消ねりでは，不規則波形中の個々波の波高分布や波群特性

波工により水面波形の振幅が低減されるために，水位のが風波とは異なり，護岸上の越波量や作用波圧にも違い

長周期変動，短時間越波量ともに大きく減少している．

が生じることが懸念される．そこで，加島・平山（2010）

一方，「透過離岸堤を有する直立護岸」（図-3.15(e)(f)）

は，35m断面水路内に風波及び周期の長いうねりを想定しでは，離岸堤による砕波・消波効果により水面波形の振- 17 -

(a) 直立護岸(b) 消波護岸
写真-3.2(c) 透過離岸堤を有する直立護岸

護岸模型の種類

30

30

30

20

20

20

10

10

10

20

20

20

10

10

10

0

0

0

1

1

1

0

0

0

-1
1.5

-1
1.5

-1
1.5

1.0

1.0

1.0

0.5

0.5

0.0
0

500

1000

1500

2000 2500 3000
t (s)

3500

4000

0.0
0

0.5
500

(a) 直立護岸（γ=1.0）1000 1500 2000 2500 3000 3500 4000
t (s)(c) 消波護岸（γ=1.0）

0.0
0

30

30

20

20

20

10

10

10

20

20

20

10

10

10

0

0

0

1

1

1

0

0

0

-1
1.5

-1
1.5

-1
1.5

1.0

1.0

1.0

0.5

0.5
500

1000

1500

2000 2500 3000
t (s)

3500

(b) 直立護岸（γ=10.0）
図-3.15

4000

0.0
0

1000 1500 2000 2500 3000 3500 4000t (s)(e) 透過離岸堤を有する直立護岸（γ=1.0）

30

0.0
0

500

0.5
500

1000 1500 2000 2500 3000 3500 4000
t (s)(d) 消波護岸（γ=10.0）

0.0
0

500

1000 1500 2000 2500 3000 3500 4000t (s)(f) 透過離岸堤を有する直立護岸（γ=10.0）

直立壁前面の水位と短時間越波量の時間変化（hc=6m，周期 14s）

幅は低減するものの，「直立護岸」と同様，波群に伴う水-3.16(a)に，時間平均越波流量に対する最大短時間越波

位の長周期変動と高波の連なりが確認される．しかし，流量の変化を図-3.16(b)にそれぞれ示す．

水位の長周期変動は「直立護岸」に比べて大きいにもか

図-3.16(a)をみると，これまでの知見と同様，周期がかわらず，短時間越波量は非常に小さい．これは，透過長いほど，天端高が低いほど，護岸越波流量は増加して離岸堤上での砕波により，サーフビートが助長される一いることがわかる．また，スペクトル尖鋭度の増加に従方で短周期の水位変動が低減し，これらにウェーブセッ

い護岸越波流量が僅かに増加する傾向が伺えるが，これトアップ量を加えた護岸前面水位が護岸天端高を超えるらは例えば，合田（1975）による護岸越波流量算定図の高さ及び頻度が，結果的に減少したためと考えられる．

誤差範囲に収まっているため，有意な差があるとは断定

b) 直立護岸における越波特性できない．しかし，これらに対する最大短時間越波流量

例として，「直立護岸」に対する時間平均越波流量の周の比を示した図-3.16(b)をみると，通常の風波と同じス期，スペクトル尖鋭度，及び護岸天端高による変化を図

ペクトル形（ブレットシュナイダー・光易型）を意味す- 18 -

8.0
8.0/γ=10.0●hc=6.0m
hc=6.0m/γ=10.0/γ=1.0○hc=6.0m
hc=6.0m/γ=1.0/γ=10.0■hc=8.0m
hc=8.0m/γ=10.0/γ=1.0□hc=8.0m
hc=8.0m/γ=1.0

gamma=1●hc=6m,hc=6.0m/γ=10.0
gamma=1○hc=8m,hc=6.0m/γ=1.0
6.0
6.0 ■hc=6m,/γ=10.0
hc=8.0m
gamma=10/γ=1.0hc=8.0m
gamma=10
5.0
5.0 □hc=8m,

3.0
3.0

88

10
14
16
18
20
10 12
12
14
16
18
20
TT
(s)(s)

0.0
0.0

4
4

(a) 時間平均越波量
図-3.16

（%）

10.0
10.0

1.0
1.0

6
6

30.0
30.0
20.0
20.0

2.0
2.0

44

/γ=1.0● 消波護岸消波護岸/γ=10.0/γ=10.0
消波護岸/γ=1.050.0
50.0 ○ 消波護岸
/γ=1.0■ 透過離岸堤
透過離岸堤/γ=10.0/γ=10.0
透過離岸堤/γ=1.040.0
40.0 □ 透過離岸堤

R(%)
R
(%)

4.0
4.0

1.0E-03
1.0E-03

1.0E-04
1.0E-04

60.0
60.0

7.0
7.0
max/qmeanqqmax/ qmeanqEXP/{2g(H0')3}

qEXP/{2g(H0’)3}

1.0E-02
1.0E-02668
8

10 12 14 16 18 20
10 T12(s) 14 16 18 20
周期 ( )(b) 最大短時間越波流量

0.0
0.0

44

図-3.17

直立護岸における護岸越波流量の変化

66

8 10
12 14 16 18 20
10 12 14 16 18 20
T (s)
T (s)

8

対策工による越波流量低減効果（hc=6m）るγ=1.0では概ね3～4倍程度であるのに対し，γ=10.0ではた周期14sを超えるうねり（寄り回り波）により，局所的

概ね4～7倍程度となっていることから，有意な差が認めな越波災害が生じた．この原因究明や対策検討に関するられる．

報告はすでに数多く見られるが，加島・平山（2011）及

したがって，周期の長いうねりに対しては，時間平均

び平山・加島（2011）は，大型の平面水槽を用いて長周越波流量については，スペクトル尖鋭度の増加とともに

期うねりによる被災時の波・流れ場と越波状況をできる

やや大きめの値をとるものの既存の知見を用いて概ね算だけ忠実に再現し，越波の発生機構の解明，及びそれを定可能であるが，短時間越波流量については，従来にも踏まえた効率的・効果的な対策案の検討を行った．

増して護岸背後の安全性を確保し得る護岸設計が求めら

実験は，長辺及び短辺に多方向不規則波造波装置を備れることになる．

えた長さ42m，幅18m，水深1mの平面水槽内に，現地の海c) 護岸断面による越波特性の違い

底地形及び海岸構造物を縮尺1/100で可能な限り詳細に再直立護岸の天端高がhc=6mのとき，その前面に対策工を現したモルタル模型を設置して実施した（写真-3.3）．沖

設置することによる越波量の低減率を図-3.17に示す．この造波水深は被災時の潮位（伏木富山港での観測潮位：

こで，図の縦軸は「直立護岸」に対する越波流量を100とD.L.+0.21m）を考慮して90.2cm（現地：90.2m）とした．

したときの各護岸断面の越波流量の割合Rであり，この値

また，汀線付近の潜堤・離岸堤群は砂利をモルタルミルが小さいほど越波低減効果が大きいことを意味する．

クで固めた透過構造とし，緩傾斜護岸及び護岸パラペッ

これをみると，周期が長いほど対策工による越波低減

トはモルタルで成形した．

効果は減少するものの，スペクトル尖鋭度が大きい場合

この背後には越波集水マスを設置し，数区間に分けてにも同等以上の効果を発揮していることがわかる．また，

越波量を計測した．また，沖の海底岬（海脚）地形上で２つの対策工を比較すると，「透過離岸堤を有する直立護沿岸方向に設けた測線上には容量式波高計を，汀線付近

岸」は，「消波護岸」に比べ，越波流量を概ね1/3程度に低の潜堤・離岸堤群の沖側と岸側に設けた測線上にはさら減している．この理由としては，砕波位置を護岸近傍よに水平2成分電磁流速計を合わせて設置した（図-3.18）．

りも少し沖へ移動させたことにより，護岸前面の平均水

当時の被災波に対する造波諸元は，下新川海岸の田中

位上昇量が若干抑制されたことや，消波ブロック工の法観測所で観測された波浪諸元をもとに推定した造波位置

面を駆け上がる水塊がそのまま越波する頻度が低減されでの有義波高H1/3=5.97m，有義波周期T1/3=13.9s，波向きたことなどが挙げられる．しかし，透過離岸堤は，そのN18.5E°の一方向不規則波（方向集中度Smax=999）とし，背後の水位の長周期変動を助長するため，来襲波高や堤スペクトル形はγ =4.0のJONSWAP型とした．

前水深に対する相対天端高によっては期待したほどの越a) 波浪変形特性と護岸越波量の関係

波低減効果が発揮されない恐れもある．したがって，実実験結果のうち，被災当時の海岸地形で得られた各測務設計における導入に際しては，対象とする波浪・構造：
線上の短周期波高（30s未満）：HS，長周期波高（30s以上）

物諸元を用いた模型実験を行い，消波ブロックの安定性

HL，平均水位上昇量：ηbar，及び海岸護岸上の無次元越波

とともに，適用性について十分検討することが望ましい．

流量：qについて，上から順に図-3.19に示す．なお，(2) 下新川海岸を対象とした平面模型実験

y=-0.7km付近の防潮扉（延長：15.0m，高さ：1.1m）は寄

富山湾に面し，海底谷（あいがめ）が入り組んだ複雑

り回り波の来襲初期に被災したと仮定し，開放された状態を想定した．

な海底地形を有する下新川海岸では，2008年2月に来襲し- 19 -

0

デュアルフェースサーペント（多方向不規則波造波装置）

0
-10

○：波高計
☓：流速計

0.2

※海底地形の水深0.4 ※海底地形の水深，
左右は現地量で記載

0.6

y(v)

Line-01-30

Line-02-40

Line-03

1.2 離岸堤-50

Line-04

1.4-60

Line-05-70

x (km)

0.8

海底地形（縮尺1/100）x(u)1.0 潜堤・

越波集水ますLine-06

1.6 護岸1.8

離岸堤・潜堤大型平面水槽と海底地形模型

htoe(m) H，H0’(m)

10
5
0
2

hc(m)

1
0
1
0.5
0
-0.5
10-5

10-10

-1

図-3.19-0.8 -0.6 -0.4 -0.2 0y (km)

0.2

0.4

0.6

-1.0

0.8

10

① ② ③ ④ ⑤ ⑥ ⑦ ←越波マス

潜堤・離岸堤群より沖のLine-06までは，海底岬地形に

0.5

○ H0’
□ HLine-07

5○ htoe=h 0△ htoe=h 0+ηbar□ htoe=h 0+ηbar+αHL○ h0からの天端高△ h0+ηbar
からの天端高□ h0+ηbar+αHLからの天端高

64＊ 実験結果○ 推定：h toe=h 0△ 推定：h toe=h 0+ηbar□ 推定：h toe=h 0+ηbar+αHL

10-5
-0.8

堤前水深

-0.6

-0.2
-0.4
y (km)

0

0.2

0.4

堤前水深，換算沖波波高及び護岸越波量： htoe = h0+ηbar+α*HL

換算沖波波高： H0’ = HS / Ksb

で短・長周期波高及び平均水位が増加している．また，

-90

(m)

波高計，流速計及び越波マスの配置

0
3
2
1
0
8

図-3.20よる屈折・浅水・砕波変形のために緩勾配部（y=-0.2～0km）-0.5y (km) 0

Line-07に対するH0’=HLine-07/Ksb

10-10
-1

各測線上の波高，水位及び護岸越波量-80Line-07

図-3.18q/(2gH0’3)1/2

q(m3/m/s)

ηbar(m)

HL(m)

HS(m)

写真-3.3-20

距離は現地量で記載

(3.1)
(3.2)

潜堤・離岸堤群背後のLine-07では，緩勾配部に加えて，

ここで，h0は静水深，αは水位に対するサーフビート波高

急勾配部（y=-0.7～-0.4km）でも長周期波高及び平均水位の寄与率でα=0.5（と仮定），Ksbは合田の推定図から得らが上昇している．さらに，急勾配部で大きい護岸越波量れる砕波帯内波高と換算沖波波高の比である．
式(3.1)，(3.2)を Line-07 へ適用し，得られた堤前水深：は，まさにこれらの分布傾向によく対応している．
b) 被災時の越波発生機構に関する考察

htoe，換算沖波波高 H0’：，及び越波流量算定図より推定

これらの再現結果をもとに，既設の潜堤・離岸堤群とされた無次元護岸越波量：q/(2gH0’)1/2 の空間分布を，計海岸護岸に挟まれた水域（Line-07）における水位・流速

測結果とともに図-3.20 に示す．なお，護岸天端高：hc

変動，短周期波高，長周期波高及び平均水位上昇量に着は基準面（例えば D.L.）からの高さではなく，式(3.1)に目して，越波発生機構を考察した．

示す堤前水深 htoe によって定まる水面からの相対的な高さであることに注意を要する．

平山ら（2009b）及び平山・春尾（2010）は，砕波による平均水位上昇やサーフビート（長周期波）が卓越する

まず，y=-0.3km付近で計測された護岸越波量が極小とな

砕波帯内のリーフ上護岸に対して，合田による越波流量ったのは，H0’が小さいことに加え，ηbar及びαHLを加えた算定図を適用する場合の堤前及び換算沖波波高は，次式htoeが最小（護岸天端高hcが最大）であったためであるこで算定することを提案している．

とがわかる．また，H0’がほぼ等しい隣接するy=-0.4km付- 20 -

近で護岸越波量が急増しているのは，htoeが増加（hcが減2.5

少）しているためである．一方，y=-0.7km付近の護岸越波

2量が最大となったのは，この位置にあった防潮扉が破壊

1.5

され，周囲に比べhcが1.1m低下していたためである．

1

また，ηbar及びHLを考慮して算定図より推定した越波量①の空間分布は，急勾配地形（y=-0.8～-0.4km）に面した護

⑥

⑤

④

③

②

⑦

0.5

岸越波量の増大がηbar及びHLの空間分布に従うhtoeの増加-1.0 -0.9 -0.8 -0.7 -0.6 -0.5 -0.4 -0.3 -0.2 -0.1 0.0 0(m)
y (km)（hcの減少）によるものであることを示している．なお，

図-3.21

これらに比べ短周期波のH，H0’が大きいy=-0.2km付近で護岸前面水域での水位の長周期変動パターン（カラーコンターは長周期波の波高分布を示す）

護岸越波量が小さい理由は，隣接する緩勾配地形での屈折変形により，護岸に対する短周期波の入射波向きが大ーンが存在することがわかった．すなわち，海底勾配のきく変化したためであると考えられる．

不連続部にあたるy=-0.3km付近を節とする周期100～130s

このように，下新川海岸における護岸越波量の空間分程度の重複波が沿岸方向に定在するとともに，y=-0.7～

布には，特に，護岸前面における平均水位上昇と水位の-0.4km付近の急勾配部ではさらに沖からの来襲波群に由

長周期変動が深く関わっていることが明らかとなった．

来する岸沖方向の長周期変動が重畳している．この結果，

このうち，急勾配部の潜堤・離岸堤群背後及び緩勾配部

急勾配地形側の護岸前面で水位の長周期変動が特に大きで生じた同程度の平均水位上昇は，ともにこの付近で生くなったと考えられる．

じた砕波によるものと考えられる．一方，水位の長周期c) 越波発生機構を考慮した対策工の検討

変動は，Line-07上の各地点で得られた水位・流速変動を以上の考察から，急勾配部では潜堤・離岸堤背後での詳細に調べた結果，この水域では図-3.21に示す変動パタ

水位の長周期変動と平均水位上昇，緩勾配部では護岸前

L=194m, B=11m, H=D.L.+3.0m

1.3 L=117m, B=45m, H=D.L.-5.0m
x (km)x (km)

1.3
1.5

1.5

1.7
-1.0

① ②

-0.8

③

-0.6

④

-0.4

⑤

y (km)

1.7

⑦

⑥

-0.2

0

-1.0

(a) 突堤（対策案①）△ 被災当時▲ 突堤設置時

10-10
0.05

HS(m)

0
10-0
10-5

10
5

ηbar(m) HL(m)○,● Line-06□,■ Line-07
被災当時
突堤設置時

-0.6

-0.4 -0.2
y (km)

2
1
0
1

0

⑤

⑥ ⑦

-0.2

0

○,● Line-06□,■ Line-07
被災当時
沖潜堤設置時

0
10-0
10-5

0

0.2

(a) 対策案①
図-3.23-0.4

y (km)△ 被災当時▲ 沖潜堤設置時

10-10
0.05

-0.8

④

越波低減対策工の配置案

q(m3/m/s)HS(m)ηbar(m) HL(m)q(m3/m/s)

10
5
0
2
1
0
1

-1

③

-0.6

(b) 沖潜堤（対策案②）

図-3.22

0

① ②

-0.8

←30%低減

-1

-0.8

-0.6

-0.4 -0.2
y (km)(b) 対策案②
各測線上の波高，水位及び護岸越波量- 21 -

00.2

4．海岸護岸における簡易な越波浸水対策の提案

面での平均水位上昇と波浪集中による短周期波高の増大が，それぞれの越波量に大きく寄与していることが明らかとなった．そこで，これらを考慮した効率的・効果的

地球温暖化に伴う台風の大型化により，今後，高潮偏な対策として，図-3.22 に示すように，海底勾配急変部

差や波の大きさが増加し，海岸堤防において現在想定さ付近に突堤を設置した地形（対策案①），及び緩勾配，急れている設計外力を超える可能性が危惧されている．一勾配斜面上にそれぞれ沖潜堤を設置した地形（対策案②）

方，性能設計の実施に伴い，これまで必ずしもあまり積を想定し，これらの越波低減効果について検証した（図極的に想定されてこなかったこのようなうねり性波浪に-3.23）．なお，これらの対策工はいずれも不透過構造とよる高波に対しても，風波を対象とした従来と同様な手した．

法を用いて再現確率を推定し，耐用年数や施設の重要度

まず，護岸前面の水位の長周期変動のうち，沿岸方向に応じて設計に取り入れていくことが今後必要になるとの定在波は地形急変部（y=-0.3km）から入射し，かつこ

考えられる．また，特に重要な施設については，風波，の付近を節としていることに着目して，この付近の汀線

うねり性波浪のそれぞれについて，これらの設計波を超から水深 20m（図-3.18 に示す Line-06 付近）まで延びるえる波高の偶発性（偶発波浪荷重）をも合わせて考慮す

突堤を設置し，沿岸方向の長周期変動を抑制した場合のる必要がある．しかし，海岸における越波浸水対策とし

波高分布及び護岸越波量を計測した．この結果，護岸越て既に広く普及している直立護岸の整備レベルをこのよ

波量は，突堤の遮蔽域となる y=-0.3km 付近では大きく低

うな水準まで高めることは，近年の社会情勢の変化を勘減するものの，これより西側（y 軸の負の方向）の急勾

案すると困難な場合も想定される．

配部では突堤から離れるほど低減効果は小さくなり，護そこで，本章では，海岸護岸の越波量の空間分布を適

岸越波量が最大であった y=-0.7km 付近での低減効果は切に算定する手法，及び越波水塊の浸水・排水過程を算高々5%に留まった．なお，突堤からの反射域となる定する手法を用いて，既存護岸及びその周辺に設置する

y=-0.2km 付近では，逆に護岸越波量の増大がみられた．

簡易な越波浸水対策工，及びその減災効果を評価する検ただし，この突堤案は同時に，地形急変部で発達する沿討手法の提案を行った．

岸流を抑制する効果があることが別途確認された．
次に，急勾配部における護岸前面の平均水位上昇は，

4.1 室津港海岸における護岸越波量の推定とその検証

高波高のまま来襲する波群が護岸近傍の潜堤・離岸堤群

海岸護岸に打ち寄せる波は，沿岸域の地形・海底特性で砕波することが原因であること，及び緩勾配部での平に応じて変形・集中し，同じ沖波条件に対してもその空

均水位上昇及び長周期波高の増大が避けられないなかで間分布は必ずしも一様ではない．このために生じる護岸は，短周期波高を低減させる必要があることに着目して，越波量の空間分布を把握することは，海岸護岸の適切か

設置水深 20m 程度を限度としてこれらの沖合に潜堤をつ効率的な設計や背後地の面的防護策の立案等において設置し，護岸前面の潜堤・離岸堤群より沖で短周期波を非常に重要である．

砕波させた場合の波高分布及び護岸越波量を計測した．

そこで本節では，港湾・海岸施設の設計や港内静穏度

この結果，緩勾配部に設置した沖潜堤は y=-0.2～0.0km

解析などに近年多くの実績を有するブシネスクモデル

付近の護岸越波量の低減に寄与していること，及び急勾（NOWT-PARI）に対し越波計算モデルを組み込んだ計算配部に設置し た沖潜堤は護 岸越波量が最 大であった

ツールを用いて，平面的な波浪変形の結果生じる護岸越

y=-0.7km 付近の護岸越波量を 30%低減することが確認

波量の空間分布を算定するとともに，これらを現地の越された．

波状況や従来の1次元的な手法による結果と比較し，その妥当性を検証した．

このように，周期の長いうねりによる護岸越波量の低減を検討する際には，従来のような短周期波浪の制御の(1) 対象海岸における波浪変形計算

みならず，長周期変動の挙動や平均水位上昇の制御を含a) 計算条件

めた新たな対策を検討することも重要であることがわか

計算対象とした現地海岸地形を図-4.1に示す．室津港った．また，下新川海岸で明らかとなった越波発生機構

側から順に，奈良師海岸，岩戸海岸，元海岸という3つのやそれを考慮した対策工の検討結果は，同様な地形急変

地区からなるこの海岸は，隣接する高知県室津港と行当部を有する神奈川県湘南海岸や富山県滑川地区などにお岬に挟まれ，2004年の台風23号に伴う高波による越波災

いても活用できることが期待される．

害が発生した菜生海岸とは，室津港を隔てた反対側に位置している．また，海岸護岸のすぐ背後を通る国道55号- 22 -

波浪観測地点(NOWPHAS)

0.1

0.4

0.4
0.1

0.5

0.4

室津港

構造様式

反射率
設定値

直立壁（天端は静水面上）0.9

異形消波ブロック斜面

0.4

天然海浜

0.1

露岩

0.5

凡例

行当岬
0.1

0.9
L10

図-4.1
表-4.1
1
2

L1 L2

L3 L4 L5

L6

L7 L8

L11

L12

L9

2004 年当時の室津港海岸地形とその周辺地形（L1～12 は護岸越波量算定のための代表測線）

対象擾乱時の波浪諸元及びス潮位擾乱
日時
台風0418号 9/7 11:30
台風0423号 10/20 14:00

波高
4.74m
13.55m

表-4.2

周期
11.0s
15.8s

波向き
潮位
備考
N214° T.P.+0.46m 片側車線規制開始時刻
N208° T.P.+1.99m ピーク波高の観測時刻

各測線上の海岸護岸断面

構造物
人工リーフ

L1
無

L2
有

L3
有

L4
有

L5
間

L6
有

L7
無

L8
無

L9
無

L10 L11 L12
無 無 無

護岸消波

有

有

有

有

有

無

無

無

無

無

無

護岸天端高
（T.P.+ m）

8.6

8.6

8.6 10.0

8.2

8.2 10.0

8.2

8.4

7.8

7.8 10.0(a) 海岸護岸なし

無※人工リーフにおいて”間”とは，代表断面が人工リーフ間に設定されていることを意味している（片側1車線）への越波対策として，2004年当時にも人工リーフ群がすでに数基設置されていたことが図より読み取れる．しかし，この付近の道路通行規制実績によると，(b) 海岸護岸あり

少なくとも2005年度末の護岸改良実施以前には，特に行
図-4.2

当岬側の元海岸付近で越波による通行障害が度々発生し

海岸護岸周辺地形の模式図ていたようである．
そこで，後述する越波計算により当時の状況を推定すによる現地観測データから推定された沖波スペクトルをるために，越波による片側通行規制が開始された台風

もとに，エネルギー平衡方程式法で算定した造波境界上

0418号来襲時の高波（擾乱１），及び既往最大波高を観測に分布する複数の方向スペクトルによって造波し（平山し全面通行止めが実施された台風0423号来襲時の高波ら，2010a，2011，2012），対象日時の観測潮位に加え，沖（擾乱２）を対象として，汀線近傍の砕波・遡上計算がの周辺・海底地形による平面的な波浪変形を考慮した．

可能な平面2次元ブシネスクモデル（平山・平石，2004）

また，比較のため，エネルギー平衡方程式法で算定したによる波浪変形計算を行い，海岸護岸周辺の進行波によ波浪変形も検討対象とした．

る平面波浪場を推定した．対象時刻において近隣の

一方，図-4.1に示す海岸前面の人工リーフ群は，計算

NOWPHAS地点及び気象庁検潮所で観測された波浪諸元

では不透過構造物として設定した．また，防波堤，護岸及び潮位を表-4.1に示す．

等に沿う曲線で示す反射境界について，エネルギー平衡

ここで，この沖合境界で与える入射波は，NOWPHAS

方程式では凡例に示す反射率，ブシネスクモデルでは消- 23 -

(a) エネルギー平衡方程式法
図-4.3(b) ブシネスクモデル

海岸地形上の平面波高分布（擾乱１）（Pt.1～12 は換算沖波波高算定用の波高抽出点，点線は砕波位置）(a) エネルギー平衡方程式法

海岸地形上の平面波高分布（擾乱２）（Pt.1～12 は換算沖波波高算定用の波高抽出点，砕波位置は枠外）

5
4
3
2
1
0

エネルギー平衡方程式法（H1/3）
ブシネスクモデル（HL1/3）

Pt. 1

2

3

4

5

6

ブシネスクモデル（H1/3）
ブシネスクモデル（ηbar）

7

8

9

10

11

H1/3, HL 1/3, η bar [m]H1/3, HL 1/3, η bar [m]図-4.4(b) ブシネスクモデル

Pt. 1

12

(a) 擾乱１（台風 0418 号）
図-4.5

5
4
3
2
1
0

エネルギー平衡方程式法（H1/3）
ブシネスクモデル（HL1/3）

2

3

4

5

6

ブシネスクモデル（H1/3）
ブシネスクモデル（ηbar）

7

8

9

10 11 12(b) 擾乱２（台風 0423 号）
代表地点で算定された波浪諸元

波工に応じた反射率が算定される透水層（平山・平石，は∆x=5.0mとし，時間間隔は入射波高が比較的小さい台風

2001；平山，2001，2006）または砕波・遡上変形が生じ

0418号では∆t=T/500 s，入射波高が大きく計算が不安定にる自然地形を設定した．さらに，海岸護岸については，なり易い台風0423号では∆t=T/2500 sとした（ここで，Tはエネルギー平衡方程式法では反射率ゼロ，ブシネスクモ

入射波の有義波周期）．また，海岸護岸周辺の波浪場が安デルでは図-4.2(a)に示すように，T.P.-1.0m以浅に十分な定するまでの前駆時間に50T，その後波浪統計量を得るた

幅のスポンジ層を設定し，海岸護岸からの反射波を抑制

めのデータ収録時間に150Tの計算時間を確保した．

した．なお，図-4.2(b)に模式的に示す海岸護岸境界は，

ところで，図-4.1において岸沖方向に設けた線分（L1

後述する越波計算において設定した．

～12）は1次元的な手法により海岸護岸上の打ち上げ高及

さらに，ブシネスクモデルの差分計算に用いる格子幅

び越波量を推定するための代表測線を示す．表-4.2には，- 24 -

各測線上での2004年当時の海岸護岸断面の状況を示す．

3
3.200

0.018 Rmax  2 1 −  Rc   Rmax 
 H '    H '   H '  0    0   0 
(4.1)
q

=
for
0
R
R
≤
≤
3
c
max

gH 0'

0
for Rmax ≤ Rc
ちなみに，このうちL10～12の区間については現在，人工リーフ（3基）の設置，護岸天端高の1.2m嵩上げ，及び堤脚部の消波が実施されていることを付記しておく．
b) 計算結果対象とした擾乱１，２に対し，エネルギー平衡方程式
法及びブシネスクモデルで算定された現地海岸周辺の波

3
6.240

0.018 Rmax  2 1 −  Rc   Rmax 
 H '    H '   H '  0    0   0 
(4.2)
q

=
≤
≤
for
0
R
R
3
c
max

gH 0'

0
for Rmax ≤ Rc


高分布を図-4.3及び図-4.4に示す．ここで，図中の点線は，別途算定した砕波を考慮しないエネルギー平衡方程式法による波高分布と比較して，波高が7%減衰した位置を示し，本研究ではこれを砕波位置とみなす．ただし図-4.4では，これは描図範囲を超えた沖合に位置したため，
図には示していない．また，これらの図の海岸護岸に沿って設けた代表地点（Pt.1～12）は図-4.1に示す代表測線

また，この外力となる換算沖波波高の算定には，通常上にあり，水深はT.P-2.0m程度である．これらの地点で算用いられる砕波位置の有義波高ではなく，ブシネスクモ

定された進行波の波浪諸元（有義波高：H1/3，サーフビー

デルまたはエネルギー平衡方程式法で算定される汀線付ト波高：HL1/3，平均水位上昇量：ηbar）を図-4.5に示す．

近（図-4.3及び図-4.4中のPt.1～12）の有義波高（進行波）

図-4.3に示す擾乱１では，沖に人工リーフがないPt.7～から算定したものを用いた．これは，各擾乱での砕波位

12にかけて，ブシネスクモデルで算定された有義波高は置が人工リーフ群の沖にあり，特に擾乱２では，隣接すエネルギー平衡方程式法によるものよりも大きく，そのる港湾の沖防波堤よりも沖に位置していることを踏まえ，他の地点で両者はほぼ等しい．これは，人工リーフ上で

汀線近傍の人工リーフによる二次的な砕波減衰を含めた

強制的に砕波する状況は両者で同様に算定されるものの，海岸地形上の平面的な波浪変形を極力取り込めるよう配図-4.5(a)に示すサーフビートや平均水位上昇による潮慮したものである．なお，この場合，仮想勾配を算定す

位変化が考慮されないエネルギー平衡方程式法では，斜る沖側端は，換算沖波波高を算定した水深T.P.-2.0m程度の面上の砕波位置が岸側へ移動する状況を再現できていな

代表地点となることに注意されたい．

いためであると考えられる．

さらに，汀線付近の有義波高の算定にブシネスクモデまた，図-4.4に示す擾乱２では，かなり沖で砕波する

ルを用いた場合には，同時に算定される平均水位上昇量

ことに伴いサーフビートや平均水位上昇による激しい潮及びサーフビート波高の1/2（片振幅）を潮位に加算し，位変化が生じていると推定されるが，これらを考慮でき

換算沖波波高や打ち上げ高を算定することとした．

ないエネルギー平衡方程式法では，この影響が人工リーb) 越波モデル

フ背後の不自然な波高分布となって現れている．一方，

対象護岸での打ち上げ高及び越波量の空間分布の推定

ブシネスクモデルでは，これらに加え人工リーフ上でのには，平山・長谷川（2011）による越波モデルを備えた

再砕波により平均水位上昇量がさらに増加している様子

ブシネスクモデルを用いた．ここで，打ち上げ高は，図が，図-4.5(b)から読み取れる．なお，このとき推定され-4.2(b)に示す護岸前面で算定される水位変動の一波毎たサーフビート波高及び平均水位上昇量は，大きいとこの極大値に相当し，越波量は，護岸天端高を超える水位

ろでそれぞれ約3m及び約0.8mに達している．

変動から越流水深を得て，越流公式により算定される．

(2) 海岸護岸上の波の打ち上げ高及び越波量の推定法

ただし少なくとも，水面の水粒子が飛び出さないことを

a) 修正仮想勾配法

前提に導出されたブシネスク方程式では越波飛沫等は算

代表測線上に位置する護岸での1次元的な打ち上げ高定されないため，これらの護岸前面水位には，断面模型

及び越波量の推定には，玉田ら（2009，2010）による修実験から得た補正係数が乗じられていることに注意され正仮想勾配法を適用した．ただし，玉田ら（2010）のうたい．なお，これらの詳細は4.2節で改めて示す．

ち，最大打ち上げ高を用いた越波量の算定式(9)，(10)には

ところで，このとき得られた海岸護岸前面の有義波高

誤りがあり，換算沖波波高に対する最大打ち上げ高の比の平面分布は，進行波のみを対象とした図-4.3(b)及び図を1/3乗している部分は，次に示すように，正しくは3/2乗-4.4(b)に示した結果と大差ないことを別途確認していとすべきである．

る．これは，前面の海浜地形上での砕波・遡上変形によ- 25 -

越波モデル（ブシネスクモデル）

修正仮想勾配法（エネルギー平衡方程式法）

修正仮想勾配法（ブシネスクモデル）

護岸天端高

12
11

L1

L2

L3

L4

L5

L6

L7

L8

L9

L10

L11

L12

打ち上げ高(m), T.P.+

10
9
8
7
6
5
4
3
2
1
2100

2000

1900

1800

1700

1600

1500

1400

1300

1200

1100

1000

900

800

700

600

500

400

300

200

100

0

0

護岸東端からの距離(m)図-4.6

台風 0418 号来襲時の高波に対して推定された海岸護岸上の打ち上げ高越波モデル（ブシネスクモデル）

修正仮想勾配法（エネルギー平衡方程式法）

修正仮想勾配法（ブシネスクモデル）

CADAMS-SURF/2D

護岸天端高

18
L1

16

L2

L3

L4

L5

L6

L7

L8

L9

L10

L11

L12

打ち上げ高(m), T.P.+

14
12
10
8
6
4
2

2100

2000

1900

1800

1700

1600

1500

1400

1300

1200

1100

1000

900

800

700

600

500

400

300

200

100

0

0

護岸東端からの距離(m)(a) 打ち上げ高越波モデル（ブシネスクモデル）

修正仮想勾配法（エネルギー平衡方程式法）

修正仮想勾配法（ブシネスクモデル）

CADMAS-SURF/2D

許容越波量

護岸天端高

1.E+01

16
L3

L4

L5

L6

L7

L8

L9

L10

L11

L12

15

1.E-0114

1.E-0213

1.E-0312

1.E-04

11

2100

2000

1900

1800

1700

1600

1500

1400

1300

1200

1100

1000

900

800

700

6

600

7

1.E-09500

81.E-08400

1.E-07

300

9

200

10

1.E-06100

1.E-050

越波量(m3/m/s)

L2

護岸天端高(m), T.P.+

L1

1.E+00

護岸東端からの距離(m)(b) 護岸越波量
図-4.7

台風 0423 号来襲時の高波に対して推定された海岸護岸上の打ち上げ高と越波量

る顕著な波高減衰により，海岸護岸からの反射波がほと計算対象とした２つの擾乱において，修正仮想勾配法

んど発生しなかったためと推測される．

で推定された各代表測線上の護岸での打ち上げ高及び越(3) 波の打ち上げ高及び護岸越波量の推定精度

波量を，ブシネスクモデルで直接算定されるこれらの空- 26 -

間分布と比較し，計算結果の違いを確認した．さらに，されていた当時の状況によく符合している．

これらの計算精度を検討するために，算定された護岸越

一方，修正仮想勾配法で推定された代表測線上の打ち波量を車両通行に関する許容越波量（1.0E-05 m /m/s）と上げ高及び護岸越波量のうちL1～5の区間では，いずれも比較し，当時の越波状況の再現性を考察した．

越波モデルによるものを下回っていた．この原因には，

3a) 台風0418号による高波（擾乱１）

このときの高波浪に伴う潮位上昇により護岸前面の消波

このケースでは，修正仮想勾配法，越波モデルによる工がほぼ水没した状態にあり，消波工法面を仮想勾配のいずれの推定結果でも，後述する一部の区間を除き護岸

一部とみなすことの影響が小さかったことに加え，堤前

越波量はほとんど算定されなかった．そこで，これらで波の周期を沖波と同じに仮定したことにより波形勾配を推定される打ち上げ高を図-4.6に示す．ただし，修正仮過小評価したことなどが考えられる．また逆に，堤脚部

想勾配法はL1～12で示す代表測線上にのみ適用し，越波に消波工が施されていないL6～12の区間では，ブシネス

モデルで算定される打ち上げ高の沿岸分布は，護岸前面

クモデルと組み合わせた修正仮想勾配法で推定された打の各計算格子上の最大水位のうち，場所毎のばらつきをち上げ高及び護岸越波量は，越波モデルによる算定結果抑えるために前後2格子で移動平均したものを示した．

と比較的よく一致した．ただし，前面の比較的急な海底各手法による算定結果のうち，エネルギー平衡方程式

勾配上で砕波し，越波飛沫が生じ易いと考えられるL6～7

法またはブシネスクモデルで算定される換算沖波波高を及びL9～11では，これらを見積もるために補正係数が乗用いた修正仮想勾配法についてみると，堤前の潮位上昇じられた越波モデルによる打ち上げ高は，修正仮想勾配分（平均水位上昇量及びサーフビート波高の片振幅）を法による最大打ち上げ高に比べ過大に算定されている．

考慮していない前者は，後者よりも打ち上げ高が小さい．

そこで，これらの算定精度をより詳細に検討するため

さらに，後者は，前面に消波工が設置されていない直立に，L3，L7，L11の測線上のT.P.-8.0m以浅の断面地形（図

護岸（L6～12）では越波モデルで直接算定される打ち上-4.1を参照）を対象としてCADMAS-SURF/2D（財団法人げ高と比較的よく一致するが，消波護岸（L1～5）上の沿岸開発技術研究センター，2001）による越波計算を実打ち上げ高は越波モデルに比べ過大評価となる．これは，施した．ただし，入射波高の検定地点が砕波帯内に位置

消波工法面を地盤とみなす仮想勾配法では，護岸前面のするためその沖での砕波変形が再現されていないことに消波工による波浪減衰を考慮できないためと考えられる．

加え，平面波浪場の影響が考慮されないために，予備計

また，このときの高波により片側車線規制が開始され算で算定された汀線付近の代表地点Pt.3，Pt.7，Pt.11でのたL11付近に着目すると，越波モデルでは，この地点におサーフビート波高及び平均水位上昇量はブシネスクモデ

いて護岸天端高を超える打ち上げ高とともに許容越波量

ルに比べかなり過小評価された．そこで，これらの差：

1.0E-05 m3/m/sを僅かに上回る護岸越波量が算定され，当∆hを造波境界での初期水位に加算し，修正仮想勾配法と時の越波状況をよく再現していることが確認された．

同様，汀線付近での潮位上昇量を予め考慮することとしb) 台風0423号による高波（擾乱２）た．

修正仮想勾配法，越波モデルでそれぞれ推定された打初期潮位補正後にCADMAS-SURF/2Dで算定された汀

ち上げ高及び護岸越波量の沿岸分布を図-4.7に示す．こ線付近の代表地点での有義波高及び潮位上昇量は，いずのケースでは，特に越波モデルで推定された護岸越波量

れもブシネスクモデルによるものと比較的よく一致したは，当時の護岸断面に対しほぼすべての護岸で車両通行（図-4.8）．ただし，Pt11で算定されたCADMAS-SURF/2Dに係る許容越波量を大きく上回る結果が得られた．これによる有義波高が非常に大きいのは，行当岬側へ向かう

らは，ちょうどL1～12の区間に相当する1.4kmに渡る背後屈折変形が考慮されないためと考えられる．また，図-4.7

道路で越波による路面冠水が生じ，全面通行止めが実施

中に＋印で示してあるCADMAS-SURF/2Dで算定された

ηbar

2.0
1.5
1.0
0.5
0.0
Pt.3

Pt.7

Pt.11

4.0
3.5
3.0
2.5
2.0
1.5
1.0
0.5
0.0

3.0

H1/3

(HL1/3)*0.5

ηbar

Δh

2.0
1.5
1.0
0.5
0.0

Pt.3

Pt.7

Pt.3

Pt.11

(a) ブシネスクモデル
図-4.8

2.5

有義波高 [m](HL1/3)*0.5

潮位上昇量 [m]2.5

有義波高 [m]潮位上昇量 [m]

3.0

Pt.7

Pt.11

4.0
3.5
3.0
2.5
2.0
1.5
1.0
0.5
0.0

H1/3

Pt.3

Pt.7

Pt.11

(b) CADMAS-SURF/2D

ブシネスクモデル及び CADMAS-SURF/2D で算定された代表地点での波浪諸元の比較- 27 -

打ち上げ高及び護岸越波量をみると，L11を除き，飛沫をを一時的に貯留することが期待される．そして，高波来

伴う越波現象を直接再現したその計算結果は修正仮想勾襲後には遊水池内の水位が十分下がるのを待って，人力配法による算定結果に近く，またこれを上回る場合にも，等により撤去することを想定している．

越波モデルによる算定結果とよく一致していることがわ(1) 越波浸水・排水モデル

かる．したがって，前述の議論と合わせて考えると，海平山・長谷川（2011）は，越流公式に代入する護岸前

岸護岸前面の平面波浪場とともにブシネスクモデルで直面水位の補正係数を導入した越波モデル，及び排水管路

接算定される打ち上げ高及び護岸越波量の沿岸分布は，内の流れを等流近似した排水モデルをブシネスクモデル

概ね妥当な結果を与えていると判断できる．

に組み込み，フラップゲート付排水孔（以下，排水孔）(4) 護岸越波計算に関する今後の課題を有する護岸の越波浸水・排水過程を算定するとともに，水塊が水面を飛び出す越波現象は本来，水の波の伝

流体運動の直接解析法の１つであるMARS法による計算

播・変形過程を記述するブシネスク方程式の適用範囲外

結果と比較して，その適用性を検証した．その詳細を以であるが，越波計算が可能なブシネスクモデルでは，越下に示す．なお，本節では，これを平面波浪場へと拡張

Point.44
流公式を応用した境界処理法を導入することによりこれした計算モデルを用いた．

を克服している．しかし，越流水深を与える護岸前面水a) 越波モデル位には断面模型実験から得た補正係数が乗じられている

越流公式に基づく護岸越波量の推定では，式(4.3)に示すため，適宜，修正仮想勾配法や CADMAS-SURF/2D 等に越流係数C0及び護岸前面水位ηの補正係数αを適切に設定よる算定結果との比較を行いながら適用事例を蓄積し，することが重要である．

汎用性を高めていくことが望ましい．

q flow = C 0

なお，わが国沿岸においては，背後に道路や住宅地が

2
3/ 2
2 g (αη − hc )3

ただし，η > hc

(4.3)

迫り，越波量の空間分布を適切に評価しておくべき海岸

ここで，qflowは護岸越波量，hcは護岸天端高，gは重力加護岸は決して少なくない．また，地球温暖化に伴う海面速度である．
平山ら（2006）は，1/30勾配斜面に設置された護岸を対上昇とも相まって，面的防護を含む海岸の多様な越波対象として，作用波の波形勾配や相対水深，相対天端高の策の検討などへの活用が期待される．

異なる断面越波実験を実施し，進行波の堤前波高に対す
4.2 久里浜港海岸における簡易な越波浸水対策の検討

る相対天端高を変数とする，次のような越流係数の推定3.2節で詳述したように，久里浜湾では2004年5月に周式を提案した（図-4.9）．

期16sを超えるうねりが来襲し，漁船が転覆する事故が発: hc (K sb H 0 ') > 2.5 (4.4)
0.045C0 = 
0.47 − 0.17 hc (K sb H 0 ') : hc (K sb H 0 ') ≤ 2.5

生したが，潮位がそれほど高くなかったために海岸護岸での越波災害は発生しなかった．すなわち，久里浜湾近傍の横須賀港の潮位記録によると，このとき（2004年5月

ここで，H0’は換算沖波波高であり，KsbH0’は合田（1975）

21日14:00）の潮位は横須賀港のH.W.L.（D.L.+2.0m）より

による略算式で得られる砕波帯内波高である．

も約40cm程度低いD.L.+1.63mであった．しかし，横須賀

すなわち，越流係数C0は，進行波の堤前波高に対する港のH.H.W.L.（D.L.+2.6m）は来襲当時の潮位に比べ約1.0m

相対天端高hc/(KsbH0’)=2.5をしきい値として，相対天端高

程度高いことを考えると，久里浜湾内の久里浜港海岸でが小さい場合は次第に越流状態に近くなるため0.47を上周期の長いうねりによる越波災害が生じる危険性は否定

限に単調に増加し，大きい場合は越波飛沫が支配的で越できない．

流公式をもはや適用できないと考え0.045で一定となる．

そこで本節では，平面的な越波浸水・排水過程を再現

一方，ブシネスク方程式の弱非線形性や離散化に伴う可能なブシネスクモデルを用いて周期の長いうねりを対誤差，及び飛沫の影響により，算定される護岸前面水位η

象とした越波浸水・排水計算を行い，既設護岸が備えたは，そのままでは実際よりも過小に算定される．そこで，排水能力を考慮しつつ護岸背後の越波浸水過程を明らか

護岸前面の打ち上げ高に関して過去の実験結果とその再にした．また，これを踏まえ，簡易な浸水対策として位現計算結果との比較を行い，計算誤差と思われる部分に置付けられる土嚢を積み上げた仮設堤（以下では，土嚢ついて，次のような補正を行った．

仮設堤と表記）を取り上げ，その効果について検証した．

実験及び計算で得られた打ち上げ高の1/3有義値R1/3をなお，土嚢仮設堤は高波来襲前に人力等により設置し

堤前水深hに対してプロットし，これらの近似式を比較すて遊水池を創出し，高波来襲時には護岸背後の越波水塊

ると図-4.10のようになる．ただし図では，両者をそれぞ- 28 -

越流係数 C0

統計的に安定し，かつ相対水深1.7程度より小さい区間で0.40

本研究(h=8,12m)
本研究(h=0,4m)
佐貫ら（2001）
推定式

0.30

y = -0.17 x + 0.47
（ただし，tanθ=1/30）

0.50

1/20打ち上げ高と同程度の傾きが得られる，1/3有義値が最も適当と判断した．
b) 排水モデル
護岸を越波した水塊は，護岸背後に設けられた排水溝

0.20から暗渠（排水管路）を通じ，護岸沖側に設置された排

y = 0.0450.10

水孔から堤外へ排水される．なお，MARS法による計算結果では，護岸背後の浸水時における排水孔からの排水過

0.00
0.0

図-4.9

1.0

2.0

3.0

程は，ほぼ等流として近似できることが明らかとなって

4.0

相対天端高 hc/(Ksb*H0')いる（平山ら，2010b）．そこで，平面2次元のブシネスク

相対天端高に対する越流係数の変化

モデルにおいては，直交座標系のそれぞれの方向に関し，

6.0

1.6

5.0

1.5

4.0

1.4

3.0

1.3

2.0

1.2

1.0

1.1

Exp

0.0
1

図-4.10

Cal

α

1.5
2
h/(KsbH0') (= x)まず，ある基準面に対して，護岸前面の排水孔と護岸
背後の排水溝との間には，ベルヌーイの定理より次式のような関係が成り立つ．

1(1 + K )ρv0 2 + ρgh0 = ρgh12

αR1/3/(KsbH0') (=y)

排水管路内の流れを次のようにモデル化した．

(4.6)

ここで，ρは海水密度，gは重力加速度，vは流速，hは基準面からの水面高さ，Kは排水孔，排水溝，及び両者をつ

1.0

なぐ暗渠からなる排水管路内の形状・摩擦損失係数の総2.5和であり，添字0，1はそれぞれ，排水孔位置，排水溝位置を表す．

相対打ち上げ高の補正係数（1/3 有義値）

なお，基準面を排水孔高さにとると，h0=0，h1は排水孔
れ砕波帯内波高で無次元化して示した．そこで，これら高さからの浸水位を表す．このとき，静水面からの水位の比をとり補正係数α を次式のように求めた．

変動η（鉛直上向きを正）との関係は，静水面からの排水孔高さをhdrain（鉛直下向きを正）として次式で表わされる

 − 2.76 x + 5.85
 − 1.60 x + 3.72

1.23
α (x ) = 
x + 3.72
−
1
.
60


 1.38（図-4.11）．

(x < 1.67 )(1.67 ≤ x < 1.77 )h0 = η 0 + hdrainh1 = η1 + hdrain(4.5)(h0 = 0 as h0 < 0)(4.7)

式(4.6)より，排水孔から排水される流量q0は次式のよう(x ≥ 1.77 )に与えられる．ただし，Aは排水孔の断面積である．

ここで，相対水深が1.8程度よりも大きいときα が一定

q0 = v0 A = Aとなるのは非線形重複波形の補正，1.7程度より小さいとき相対水深が小さくなるほどα が大きくなるのは飛沫の2 g (h1 − h0 )
1+ K

(4.8)

打ち上げ高の補正，にそれぞれ対応している．また，相対水深が1.7から1.8の区間でα の変化が滑らかでない直接支配断面 0支配断面 1の理由は，実験及び計算で得られた打ち上げ高の近似式の変曲点が一致していないためであるが，本モデルでは

h1

これを移行区間とみなし，変曲点が一致するような近似

η1h0

線を描くことは特に行っていない．

η0

なお，このような補正係数は護岸前面の打ち上げ高の-hdrain

地盤高
基準面
静水面

各統計量で定義可能であるが，ブシネスクモデルで算定した護岸前面の水位変動全体を補正する代表値としては，- 29 -

図-4.11排水モデルにおける変数の定義

ここで，最大開度30度のフラップゲートによる形状損

Point.3

Point.44
地点1

失係数はバルブに対するものを参考に10.8，排水孔及び屈曲部における形状損失係数はそれぞれ0.5及び0.2程度とした．また，暗渠（管路）壁による摩擦損失係数はマニングの粗度係数をn=0.015とし，管路長に応じて設定した．

地点2

なお，フラップゲートの開閉は護岸前面の排水孔と護岸
背後の排水溝との水位差（圧力差）によって行われるが，

地点3

ここでは簡単のため，h1>h0のとき全開（開度30度），h1=<h0N(a) 広域図（□：狭域範囲，矢印：造波方向）のとき全閉（開度0度：q0=0）とした．
次に，ブシネスクモデルへの導入に際しては，護岸位
置及び排水溝位置でそれぞれ１点ずつ指定した２地点間したものを排水流量Fluxとして定義した．そして，護岸前

断面3 断面2N

対象護岸の水位差に対して式(4.8)を適用し，これを計算格子幅で除
断面1面の排水孔位置及び護岸背後の排水溝位置では，排水流量Fluxの流入（排水孔前面）・流出（排水溝背後）を考慮
区間A

して連続式のみを解き，系全体での質量保存を満足させ

区間B

区間C

区間D

区間E

(b) 狭域図

た．したがって，このような排水モデルを導入したブシ
図-4.12

ネスクモデルにおいては，排水溝周辺では排水溝内の水対象とした計算領域位低下に起因する流れ，排水孔前面では排水の流入による水位上昇に起因する流れが発生する．

220
200

波向(Ｎ°E)

一方，本モデルでは，護岸前面からの越波排水（排水流量Flux）による移流効果は無視している．これは，護岸

180
160

前面では，排水流量Fluxと越流Fluxが同じ位置で定義されpoint1point2point3point4point5point6point7
point8point9point10point11point12point13
point14point15
point16
point17
point18
point19
point20
point21
point22
point23
point24
point25
point26
point27
point28
point29
point30
point31
point32
point33
point34
point35
point36
point37
point38
point39
point40
point41
point42
point43
point44140

るが，運動方程式中の線流量Fluxには越流Fluxのみを採用しているためである．

図-4.13造波境界上の主波向の変化(2) 海岸護岸の越波浸水過程を考慮した波浪変形計算a) 計算条件

エネルギー密度(m 2 /Hz)

対象とした計算領域は，久里浜湾沖の水深150m海域から久里浜湾内の海岸護岸や護岸背後域を含む範囲を計算

周波数（Hz）

格子間隔5mで設定した．これは図-3.6(a)に示したものと同様である．ただし，護岸背後域の越波浸水計算を実施できるよう，護岸天端高や地盤高，及び陸域の主な建物の配置や通路を新たに設定した．このうち護岸天端高は，区間AでD.L.+4.0m，区間B及び区間CでD.L.+4.6m，区間D

波向（度）及び区間EでD.L.+5.1mである．これらの状況について図(a) Point.3-4.12に示す．なお，対象とした海岸護岸にはフラップゲ

エネルギー密度(m 2 /Hz)ート付排水孔及び排水管路が，背後にはこれらを連結する排水溝が整備されており，これらの計算にはそれぞれ，周波数（Hz）

前者は排水モデル，後者は非線形長波方程式を適用した．
波浪条件は，3.2節と同様，2004年5月に来襲した周期
16s以上のうねりを対象として設定し，沖波諸元にはすでに推定された有義波高H1/3=7.07m，有義波周期T1/3=16.5s，
波向170°（北から時計回りの角度）を用いた．続いて，

波向（度）エネルギー平衡方程式法を用い計算領域沖側の造波境界(b) Point.27に与える境界スペクトルを算出するが，今回は，造波境

図-4.14- 30 -

造波境界上の複数方向スペクトルN

界上の水深及び方向スペクトルの空間変化を考慮した多方向不規則波の造波が可能な平山ら（2010a，2011，2012）の方法を用いるため，ブシネスクモデルの造波境界上で複数（44個）の方向スペクトルを出力して与えた．これらの主波向の変化を図-4.13，代表的な方向スペクトルの例を図-4.14に示す．なお，潮位条件は，来襲当時のD.L.+1.63mに代えて海岸護岸背後で越波浸水が生じる状

アシカ島

況を仮定し，近傍の横須賀港におけるH.H.W.L.=D.L.+2.6mと設定した．
ブシネスクモデルの差分計算に用いる時間間隔は，越波計算において計算が不安定になり易いことを考慮して
図-4.15∆t=T/3300 sとし（ここで，Tは入射波の有義波周期），波有義波高(m)4.5 以上
4.0 - 4.5
3.5 - 4.0
3.0 - 3.5
2.5 - 3.0
2.0 - 2.5
1.5 - 2.0
1.0 - 1.5
0.5 - 1.0
0.5 以下有義波高の平面分布（左：広域，右：狭域）

浪統計量を得るためのデータ収録時間には海岸護岸周辺の波浪場が安定してから200T以上の計算時間を確保した．

地点1（アシカ島：沖合）2
η(m)b) 計算結果

0-2

有義波高の平面分布を示した図-4.15をみると，3.2節

地点2（湾口部）

2
η(m)の図-3.6(c)と同様，急峻な海底地形を有するアシカ島付
近で，屈折による波の収れんと浅水変形による局所的な0-2
地点3（湾奥部）

2
η(m)

波高増大が確認できる．また，湾内へ伝播するにつれて波高は徐々に減衰するものの，海岸護岸前面では2.5m以0-2上（局所的には4.0m以上）の波高が出現している．

0200

次に，図-4.12(a)に示した地点1～3での水面波形及び

400

600

800
t (s)

1000

1200

1400

1600

(a) 短周期波（周期 30s 未満）

周波数スペクトルを図-4.16及び図-4.17に示す．なお，

地点1（アシカ島：沖合）ξ(m)3.2節で行った計算では，地点1はアシカ島観測地点，地点3はPoint08にそれぞれ対応する（図-3.6を参照）．

ξ(m)これらの図より，スペクトル尖鋭度が高く顕著な波群（包絡波形を伴う高波の連なり）を形成しながら湾内へξ(m)伝播した長周期うねり（地点1→地点2）は，浅瀬に入射するにつれて波の非線形干渉が進み，基本周波数の2倍，3倍の周波数を有する短周期波や周期30s以上の長周期成

0.2
0
-0.2
-0.4
地点2（湾口部）
0.2
0
-0.2
-0.4
地点3（湾奥部）
0.2
0
-0.2
-0.4
0
200
400

分の増幅がみられるようになる（地点2→地点3）．これと

600

800
t (s)

1000

1200

1400

1600

(b) 長周期波（周期 30s 以上）

同じ傾向は図-3.7及び図-3.8でもみることができるが，

図-4.16

造波境界上の水深及び方向スペクトルの空間変化を考慮した本節での計算結果は，アシカ島での観測スペクトル102をより良く再現している．一方，来襲当時に比べ潮位が約1m高いために，湾内の浅瀬上での波の非線形化はそれ

101

各地点で算定された水面波形

地点1（アシカ島：沖合）
地点2（湾口部）
地点3（湾奥部）

ほど顕著ではない．
S(f ) (m2s)

さらに，越波浸水・排水計算が可能なブシネスクモデルで算定された，護岸背後を含む水位分布のスナップシ

100

10-1

ョットを図-4.18に示す．まず，造波開始600s後には，長周期うねりの来襲とともに，区間Cと区間Dの隅角部にお10-2ける局所的な波高集中により越波が発生し，護岸背後への浸水が始まる．その後，近接する護岸からの越波も加10-3 -3
10

わって広範囲に越波浸水が発生し，造波開始800s後には，浸水範囲が護岸背後の建物やその周辺道路まで及んでい図-4.17- 31 -

10-2

f (Hz)

10-1

100

各地点で算定された周波数スペクトル

る．そこで以下では，これらの越波浸水過程をより詳細

水位変動（ m）に把握するために，護岸越波量や護岸背後の浸水位，排N

水孔からの排水量などに着目し，これらの時空間変化について検討した．
図-4.19には，海岸護岸からの越波流量と排水流量の空間分布を，護岸前面の短周期波高HS1/3，長周期波高HL1/3
及び平均水位上昇量ηbarとともに示す．なお，排水流量は堤外へ排水される場合を負の値で表している．

区間A

区間B

図では，低天端防波堤の背後に位置する区間Aや前面に

区間C

区間D

区間E

(a) 造波開始 600s 後

岩礁帯を有する区間Cの東側から区間Eにかけて，長周期

水位変動（m）

波高の増大や砕波前のセットダウンと思われる平均水位N

上昇量の低下がみられる．しかし，越波が顕著な区間Aの東側から区間Dの西側にかけては，短周期波高に比べ，長周期波高や平均水位上昇量の空間的な変化は比較的小さ
いことがわかる．したがって今回の計算では，短周期波
高の空間分布が越波・排水流量の空間変化に直接的な影
響を及ぼしているであろうと考えられる．

区間A

区間B

区間C

区間D

区間E

護岸前面の短周期波高が最も大きいのは，区間Ａの東(b) 造波開始 800s 後

端及び区間Cの西側から区間Dにかけてであり，4.0mを超

図-4.18 護岸前面の水位分布と護岸背後の越波浸水状況

3

える波高に対し，それぞれ0.10m /m/s程度の非常に大きな越波量が生じている．また，3.0m程度の波高が算定されHS1/3 (m)6た区間Ａ，Ｂでは，護岸天端高と波の入射角の違いによりそれぞれ0.02m3/m/s，0.01m3/m/sの越波量が生じている．

HL1/3 (m)

なお，区間Cの東側では，1.5～2.0m程度の波高に対し，
越波は発生していない．

発生していないにもかかわらず，排水が生じている．この過程の詳細については後述するが，少なくとも越波初期には，護岸に沿って背後に整備された排水溝の働きが

越波流量
排水流量

区間A

ηf (m)
qd (m3/m/s) qo (m3/m/s)

5
0

-0.05

-0.1
1
0
1
0
-1

200

400

600

800 1000t (s)(a) 断面 1
図-4.201200 1400

1600

1
0
1
0
-1

0

0

-0.05

-0.1

ηd (m)

-0.05

区間E

5

200

400

600

800 1000t (s)(b) 断面 21200 1400

1600

-0.1

ηd (m)

0

区間D

4
2
0
-2
10

1

u, v (m/s)ηf (m)
qd (m3/m/s) qo (m3/m/s)

5

区間C

区間B

海岸護岸の越波・排水流量と来襲波の関係

4
2
0
-2
10

u, v (m/s)ηf (m)

0.5

図-4.19少なくないものと考えられる．

ηd (m) qd (m3/m/s) qo (m3/m/s)

0
1

q (m3/m/s)

毎に平滑化されており，特に，区間Cの東側では，越波が

4
2
0
-2
10

（西側）

護岸天端高

ηbar (m)た流量が排水されているようにみえるが，これらは区間

u, v (m/s)

（東側）

2

0.1
0
-0.1
-0.2
0.15
0.10
0.05
0
-0.05

一方，排水流量については，区間毎の越波流量に応じ

0

4

0
1
0
-1

0

200

400

600

800 1000t (s)(c) 断面 3

排水管路に沿った護岸断面における越波浸水・排水過程の時間変化（土嚢仮設堤なし）（上から順に，護岸前面水位，越波流量，排水流量，排水溝内の水位・流速の時間変化）- 32 -

1200 1400

1600

図-4.20には，図-4.12(b)に示す排水管路に沿った護岸

じD.L.+4.6m（区間C）及びD.L.+5.1m（区間D）とし，簡断面1～3で算定された，護岸前面の水位，越波流量，排単のため，計算では不透過構造物として取り扱った．

水流量，及び排水溝内の水位，流速の時間変化を示す．

図-4.22には，土嚢仮設堤を設置しない場合の海岸護岸

ここで，図中の赤点線は潮位を考慮した護岸天端高を示における越波・排水流量，及び土嚢仮設堤を設置した場

し，排水溝に沿った流速値は西向きを正として表わして合の海岸護岸あるいは土嚢仮設堤における越波・排水流

いる．

量の空間分布を示す．図中，越波流量は正の値，排水流

これらの図のうち，区間Cと区間Dの隅角部に最も近い

量は負の値で示す．また，土嚢仮設堤の設置位置は，区断面1では，護岸前面の水位が護岸天端高よりも高くなる

間Cの中央部から区間Dの範囲に相当する．

と同時に越波流量が発生し，それが護岸背後に浸水して

図-4.22(a)より，土嚢仮設堤を設置していない区間A，

排水溝内の水位が上昇し始める様子が読み取れる．また

区間B及び区間Eでは，土嚢仮設堤の設置前後で越波・排

このとき，越波の発生に応じて排水溝に達した水塊は西

水流量の変化は見られないが，土嚢仮設堤を設置した区

向きあるいは東向きに移動するが，排水溝内の水位は常間Cの西側から区間Dでは，排水流量の増加が確認できる．

に正の値を保っていることから，護岸背後において越波

これは，本計算に用いた排水モデルにおいては，護岸背水塊が貯留されていることがわかる．この結果，排水溝

後と土嚢仮設堤で囲まれた領域に越波水塊が貯留され，内の水位に応じた堤外への排水が，越波の発生時刻にか土嚢仮設堤を設置しない場合よりも相対的に増加した浸かわらず常に行われることになったと考えられる（排水流量の発生）．
一方，断面2および断面3では，護岸前面の水位が護岸
N

天端高までほとんど到達しないため，越波の発生はほと護岸んど確認できないにもかかわらず，断面1と同様，堤外へ

断面3

断面1

断面2

土嚢仮設堤

の排水が常に行われていることに気付く．これは，断面2から断面3へと東に向かうにつれて，時間遅れを伴いながら排水溝内の水位が上昇し，断面1で越波した水塊が排水区間C溝を含む後背地を氾濫する過程で断面2および断面3まで

区間D

図-4.21

区間E

地盤高(TP+m)
6.5 以上
6.0 - 6.5
5.5 - 6.0
5.0 - 5.5
4.5 - 5.0
4.0 - 4.5
3.5 - 4.0
3.0 - 3.5
2.5 - 3.0
0.0 - 2.5
-5.0 - 0.0-10.0 - -5.0
-15.0 - -10.0-20.0 - -15.0-20.0 以下

土嚢仮設堤の設置位置

到達して，その一部が堤外に排水されたものと推察できる．また，この過程は，排水溝内の水位が上昇している

0.15

間，常に東向き（負の値）の流速が生じていることから

越波流量（土嚢仮設堤なし）

土嚢仮設堤

排水流量（土嚢仮設堤なし）も理解できる．

0.1

なお，断面1および断面2の水位変動の護岸天端超過状
q (m3/m/s)

況の違いの割に越波流量の差が大きく見えるのは，越波
計算格子（護岸位置）の設定上，断面1においては2方向から，断面2においては1方向から越波するように設定し0.05

越波流量（土嚢仮設堤あり）
排水流量（土嚢仮設堤あり）

（東側）

（西側）

0

ており，図中では断面1の越波流量は2方向分を，水位変動は1方向分のみを示したためである．

-0.05

以上のような考察の結果，越波浸水・排水モデルを有するブシネスクモデルは，越波発生直後には越波水塊の

区間A

区間B

一部が護岸背後の排水溝を通じて直近および周辺の排水

区間C

区間D

区間E

(a) 海岸護岸

孔から堤外に排水されると同時に，残りの水塊は後背地

0.15
q (m3/m/s)に貯留されて浸水域が拡大するという，平面的な越波浸水・排水過程を算定可能であることが確認された．
(3) 簡易な対策工による減災効果の検証
簡易な越波浸水対策として取り上げた土嚢仮設堤は，

0.05
0
-0.05
-0.1

本計算では，図-4.21に示すように，越波が最も激しかっ

越波流量（護岸）
排水流量（護岸）
越波流量（土嚢仮設堤）

0.1

（東側）

（西側）
区間C

た区間Cと区間Dの間の隅角部周辺の護岸背後に設置した．
なお，土嚢仮設堤の天端高はこの前面の護岸天端高と同(b) 土嚢仮設堤
図-4.22- 33 -

区間D

越波・排水流量の空間分布

水位に応じて堤外への排水流量が算定されたためと考え達している．また，土嚢仮設堤を設置しない場合には越られる．また逆に，区間Cの東側では，土嚢仮設堤を設置

波水塊が区間Cの東側へ移動する様子が確認された排水することにより排水流量が減少しているが，このときの溝内の流速変動でも，これを抑制した土嚢仮設堤は越波

詳細な過程については後述する．

水塊を護岸背後に滞留させていることが確認できる．さ

一方，護岸からの越波流量については，土嚢仮設堤をらに，このような状況は，同じく護岸と土嚢仮設堤で囲設置した範囲において，土嚢仮設堤の設置前後で概ね僅まれた領域内に位置する断面2においても確認できる．つかに増加している．これは，排水流量の増加に伴う護岸

まり，これらは，図-4.22(a)から推定された護岸背後の

前面水位の上昇などの物理的な要因も考えられるが，護越波浸水・排水過程のうち，護岸と土嚢仮設堤で囲まれ岸上に取り残された水塊の落下方向が次の計算ステップ

た領域内での浸水位の上昇とよく対応している．

で解く運動方程式の差分範囲に依存して決定されるとい

一方，土嚢仮設堤の外側に相当する断面3では，少なくう，本計算に用いた越波モデルの計算特性によるところ

とも土嚢仮設堤背後への越波（越流）が発生するようにも大きいと考えられる．すなわち，護岸背後の水位が高なるまでは護岸背後における越波水塊の移流が抑制され

く差分計算上の水域とみなされる場合には護岸上の水塊るため，浸水開始時刻が大幅に遅くなっていることがわは移流され越波水塊としての挙動を示すが，水位が低くかる（今回の計算では約700秒の遅延効果）．すなわち，

陸域とみなされる場合には越波後の引き波とともに沖側

前述した土嚢仮設堤の外側（区間Cの東側）における排水に取り込まれるという，今後改善すべき計算特性を現在流量の減少は，護岸背後のこのような越波浸水・排水過の越波モデルは有している．

程によるものと考えられる．

図-4.22(b)に示す土嚢仮設堤背後への越波流量につい

以上のような考察の結果，護岸背後に設置した土嚢仮てみると，土嚢仮設堤の法線に沿ってほぼ一様に越波流

設堤は局所的に発生する顕著な越波水塊（短時間越波量）

3量（0.02m /m/s）が発生していることがわかる．これは，を一時的に貯留し，護岸に既設の排水機能（排水孔及び前面護岸で局所的に発生した顕著な越波水塊（短時間越排水溝）とも相まって，浸水開始時刻を遅らせる減災機

波量）を一時的に貯留することでこれらの時空間変動を構を有することが確認された．

平滑化し，浸水被害を軽減させるという土嚢仮設堤の減なお，図-4.22(b)をより注意深くみると，土嚢仮設堤

災効果を示していると考えられる．

からの越波流量はその前面護岸からの越波流量に比べ僅

図-4.23には，図-4.20と同様，排水管路に沿った護岸

かに多く，かつそれに追従するように空間的に変化して

断面1～3で算定された越波浸水・排水過程の時空間変化いることがわかる．また，土嚢仮設堤により創出されたのうち，土嚢仮設堤を設置した場合について示す．

遊水池の一部をなす排水溝内水位の時間変動を示す図-4.23(a)(b)からわかるように，遊水地内の水位は護岸か生箇所である断面1では，土嚢仮設堤を設置することによらの越波に追従して振動している．したがって，遊水地

り，護岸前面水位や越波流量にはほとんど変化がみられによる越波水塊の貯留効果をより高めるためには，遊水ないのに対し，排水流量や排水溝内の水位は，それらの地内に消波工等を設置し護岸から突入する水塊を減勢す

増加速度を含めて大きく増大し，定常状態ではほぼ2倍にることが有効であると考えられる．

ηf (m)

0

-0.05

-0.1
1
0
1
0
-1

0

5

200

400

600

800 1000t (s)(a) 断面 1
図-4.231200 1400

1600

1
0
1
0
-1

0

5
0

-0.05

-0.1

ηd (m)u, v (m/s)-0.05

qd (m3/m/s) qo (m3/m/s)

0

4
2
0
-2
10

200

400

600

800 1000t (s)(b) 断面 21200 1400

1600

-0.1

ηd (m)

5

4
2
0
-2
10

1

u, v (m/s)

qd (m3/m/s) qo (m3/m/s)

ηf (m)

4
2
0
-2
10

u, v (m/s)ηd (m) qd (m3/m/s) qo (m3/m/s)

ηf (m)

土嚢仮設堤を設置しない図-4.20と比較すると，越波発

0
1
0
-1

0

200

400

600

800 1000t (s)(c) 断面 3

排水管路に沿った護岸断面における越波浸水・排水過程の時間変化（土嚢仮設堤あり）（上から順に，護岸前面水位，越波流量，排水流量，排水溝内の水位・流速の時間変化）- 34 -

1200 1400

1600

さらに，図-4.23(c)でみたように，護岸からの越波量

一方，このような簡易波返し工は，一般的な波返し工（＝単位幅あたりの時間平均越波流量×継続時間×護岸とは異なる耐波特性を有すると考えられる．川崎・笹田

延長）が創出される遊水地の貯留容量を上回る場合には，（2009）は，直立護岸に設置した直角二等辺三角形状の土嚢仮設堤背後域の浸水が始まる．そこで，先に述べた

越波対策工の越波低減効果及び波圧特性について水理模

雨水排水用の排水溝を拡充した越波排水路を整備し，遊型実験により考究し，このような簡易波返し工は優れた

水地（越波排水路）内の水位上昇を抑制することが考え

越波低減効果を期待できる反面，対策工直下の堤体自体られる．

に作用する波圧を増加させることを明らかにしている．

この整備には大規模な護岸改修工事が必要となるため

そこで，平山ら（2010b）は，モデル海岸の直立護岸を

もはや簡易な対策とはいえないが，南・平石（2006），齋

対象としたMARS法による数値計算を行い，後付けされた

藤・平石（2007）及び平石ら（2007）は，空域制限等に簡易波返し工による越波低減効果及び波力特性についてより護岸天端高が制限されるなかで越波対策を講じる１

検討した．

つの方法として，空港護岸背後に設けた副堤により創出(1) モデル護岸を対象とした越波計算

される排水路の床面を透水構造とし，越波水塊の跳ねを

a) モデル護岸地形及び波浪・潮位条件の設定

吸収しながら排水路内で処理できる越波水塊を増量させ例えば，2004年の台風23号による高知県菜生海岸におることを想定した越波吸収型護岸を考案しており，参考

ける越波災害では，周期15.8sの風波・うねり重畳波が来にできる．ただし，越波水塊の減勢を目的とした消波工

襲し，同時に偏差約2mの高潮が発生したため，平常時には，同時に開水路流れの形状・摩擦損失として作用し排は水面上に露出している護岸堤脚部が水没し，護岸前面

水路内の通水能力を減ずることになるので，その設置に水深は1.7m程度になっていたであろうことが推測されては注意が必要である．

いる（平山ら，2005a）．近年の海岸浸食傾向とも相まって，このように，高波来襲時には多くの海岸護岸で堤脚4.3 モデル海岸における波返し工の効果に関する考察が水没することが容易に想像される．そこで，本節で述

護岸の波返し工は，機能上は堤体を嵩上げしたものにべる越波浸水計算は，図-4.24に示す断面護岸地形に対し相当する．このなかには既設の直立護岸に付加的に後付て実施した．

けされるアルミ製の簡易な小型構造物として提案された

次に，このような護岸に対する設計値超過外力として，ものも存在し，かつては横須賀市佐島海岸や石巻市大原

護岸の機能を失うほどではないが，背後地の安全性は大海岸などで試験施工した例がみられた（写真-4.1）．しかいに脅かされる恐れのある越波流量を与える波浪条件をし，残念ながら，前者は台風0918号に伴う高波来襲時に設定した．すなわち，被覆された護岸の崩壊は生じない

老朽化した直立護岸とともに全壊し，後者の海岸でもとされる許容越波流量q=0.2m3/s/mは超えないが，来襲波

2011年3月11日に来襲した大津波が護岸を乗り越え，背後に対して背後地の安全性を確保するための許容越波流量の平地部を中心に大きな被害をもたらした（護岸及び簡

q=0.01m3/s/mは大きく上回る越波が生じること，及びその易波返し工に関する現在の状況は未確認）．

ような波浪外力が周期の長いうねりに分類されるものとし て ， 不 規 則 波 の 換 算 沖波 波 高 H0’=4.36m ， 沖 波 周期
T=14.0sを設定した．なお，合田による越波流量推定図によれば，この波浪条件（波形勾配H0’/L0=0.014，相対水深h/H0’=0.34，相対天端高hc/H0’=0.80，海底勾配i=1/10）に対して算定される越波流量は，q=0.113m3/s/mと推定される．

1:10

写真-4.1

直立護岸に後付けされた簡易波返し工図-4.24（石巻市大原海岸での設置状況（2009 年 12 月撮影））- 35 -

モデル護岸地形

3.5

W.L.=＋1.5m

1.5▽D.L.=＋1.5m▽D.L.=±0.0m

5.0▽D.L.=＋5.0m

b) 計算条件の設定

る波の状況に応じて変更し，周期の1/(14×105)～1/280程度

MARS法による護岸越波の予備計算では，修正ブレットである．また，以下で述べる計算結果では，既設護岸にシュナイダー・光易型スペクトルで定義される一方向不簡易波返し工を設置しない場合をCase1，簡易波返し工を

規則波を，浅水係数がほぼ1となる沖合水深17.5m地点か設置した場合をCase2とした．ここで，斜め45度の波返し

らソース法により造波し，Stokes Driftによる影響を抑制し面を有す簡易波返し工（底辺と高さを0.5mとした直角二ながら，造波開始150s後から約200波（2850s間）に対する等辺三角形）は，MARS法においては三角形セルを設定し平均越波流量を算定した．特に，波群による越波量の違て表現した．

いを考慮するため，3つの異なる波群に対して越波流量を(2) 越波・波圧に関する計算結果算定したところ，その平均値はq=0.202m3/s/mであった．

a) 直立護岸前面の波の打ち上げ

これは，当初予想された越波流量に比べて約1.79倍大きく，

簡易波返し工の有無による既設護岸上の越波状況の違

越波流量推定図で想定される推定誤差範囲（0.4～2倍程いを算定した結果を図-4.25に示す．また図-4.26には，度）のほぼ上限となる結果であった．

護岸天端付近の越波水塊の成分速度変化を示す．ここで，一方，MARS法による本計算では，周期14sの規則波に

岸沖方向の成分速度をv（岸向きを正），鉛直方向の成分

対し30波程度（450s間）の平均越波流量を算定することと速度をw（上向きを正）とした．

した．ところで，不規則波の有義波高相当の規則波によこれらより，Case1では，直立護岸に衝突した波は鉛直って生じる越波流量は，不規則波に対するものと，一般

上向きへ打ち上げられ，その速度は護岸天端付近で最大に，大きく異なることが知られている．そこで，この波12m/s程度に達し，その後，鉛直下向きへ落下して一部は高は，不規則波に対する越波流量と同等の越波流量を与堤内側へ越波していることがわかる．一方，Case2では，えるよう，以下のように設定した．

鉛直上向きへ打ち上げられた水塊は簡易波返し工により

規則波の越波計算では，不規則波の越波計算で用いた

その向きを変え，上方斜め45度で沖側へ跳ね返されるた同じ断面護岸地形（図-4.24）に対し，造波水深での波高

め，堤内側への越波はほとんど発生していない．また，

H=2.4～3.6m（0.1m刻み）の規則波を造波した．さらに，

このときの合成速度は最大12m/s程度であり，直立護岸でこのとき得られた平均越波流量と入射波高Hとの関係を，

鉛直上向きに打ち上げられる水塊速度に等しい．

式(4.9)のように近似した．

q = 0.2854H 3 − 2.3355H 2 + 6.4853H − 6.0136 (4.9)
次に，不規則波に対する越波流量q=0.202m3/s/mに対してこの式を適用し，これを満たす規則波の波高として
H=3.27mを得た．なお，これが不規則波の波高H1/3=4.36mと大きく異なる原因には，実際の越波現象は1波毎の波高に支配されることや，不規則波の砕波変形やこれらによるサーフビート，及び高波の連なりやそれらの干渉などの影響が考慮されていないことなどが挙げられる．
これは言い換えれば，ここで設定した規則波高は，あ(a) Case1（既設護岸）

る特定の時刻における越波状況を再現するものではない

図-4.25(b) Case2（簡易波返し工）

護岸越波状況の算定結果

ことを示唆している．また，特に，本研究で対象とした

5

なり強く現れると考えられる．したがって規則波を用い

10
8
6

0

た越波計算では，少なくともうねり性波浪作用時の最悪-5の越波状況を想定したものではないことに注意を要する．

-10

MARS法による計算には不等間隔格子を用い，岸沖方向-15流速v(m/s)
-0.5

0

0.5

1

に，斜面上で設定した岸沖方向の格子間隔は，波長の1/100(a) Case1（既設護岸）～1/175程度である．さらに，時間増分は解析時刻におけ

図-4.26- 36 -

St3-1_DL+4.75m

4
2
0

-1

に∆y=0.5～1.5m，鉛直方向に∆z =0.05～0.25mとした．特1412

流速w(m/s)

10

通常の風波よりは波形が規則的である反面，波群性はか

St3-1_DL+5m

流速w(m/s)

15

うねり性波浪のスペクトルは一般に狭帯域であるため，-2-4

流速v(m/s)-14 -12 -10 -8

-6

-4

-2

0

2

(b) Case2（簡易波返し工）

越波水塊の打ち上げ速度

なお，川崎・笹田（2009）によれば，このように顕著

波圧分布を図-4.27に示す（ただし，作用波が規則波であな越波低減効果は，波形勾配H0’/L0=0.012～0.036，相対水ることを考慮し，1波毎の最大波圧の平均値として整理し

深h/H0’=0.5～2.0，相対天端高hc/H0’=0.50～1.25の範囲で設た）．また合わせて，合田による波圧算定式を適用した結定した入射波諸元に関わらず発揮されるが，不規則波作

果を示す．さらに，護岸前面の各地点における波圧の時

用下では，無次元越波流量の増大に伴い，簡易波返し工

系列変化を図-4.28に示す．

による越波流量の低減効果は減少する傾向にあるようで

まず，Case1（直立護岸），Case2（簡易波返し工）で得ある．今回の計算条件では，相対水深（h/H0’=0.34）のみ，られた波圧はともに，静水面下では合田式による値より

彼らの検討範囲から外れているものの，同様に，簡易波も大きく，静水面上では小さいものの，波返し工付近を返し工による顕著な越波低減効果が確認された．

除き，両者はよく一致している．これは，護岸前面の相ただし，跳ね返された越波水塊が強風により海から陸対水深が小さく，段波状の波が護岸に作用したためと考へ運ばれる状況では，期待するような越波低減効果が得えられる．なお，これらは図-4.28において，護岸堤脚位られない場合があることに留意すべきである．また，規置（D.L.+0m）に作用する波圧が1波毎にほぼゼロになり，則波を対象とした今回の計算では考慮されていないが，その後，衝撃的な波力が算定されていることからも明ら波群を伴ううねり性波浪で顕著な護岸前面における水位かである．

の長周期変動や高潮などの影響により，護岸前面の水深

一方，波返し工直下（D.L.+4m）では，Case2による波が十分深くなり，護岸天端高よりも上方にある水塊が護

圧はCase1よりも小さくなっているが，これは，川崎・笹岸に直接乗り上げるような状況では，当然ながら護岸天田（2009）が断面模型実験で得た傾向とは異なっている．

端付近に設置された簡易波返し工による越波低減効果は

すなわち，図-4.28からもわかるように，計算では，鉛直期待できない．

上向きの打ち上げを波返し工が非常に滑らかに沖へ跳ねb) 直立護岸前面の波圧分布返したために（D.L.+4.75m），波返し工直下で大きな衝撃

次に，直立護岸及び簡易波返し工の各地点に作用する力が作用しなかったと推測される．ただし，今回の計算
では，彼らの実験とは異なり，護岸堤脚位置に作用する
波圧自体がかなり衝撃的であることに注意を要する．

合田式

5

直立護岸

4

5．まとめ

波返し工

3
2

本研究では，最近の高波災害事例における被災波の諸1元と被災状況に着目した類型化を通じて，波浪特性の観

0
0

20

40

60

80

100

点からは，強風下の風波の波高が設計波を超える場合に120

波圧強度 [kPa]

図-4.27は確率波の見直しのほか，その偶発性や周辺施設等からの反射波の影響，うねり性波浪の波高が設計波を超える護岸前面の波圧分布

Wave Pressure (kPa)場合にはその発生確率や海底地形による波浪変形，など
140

St3-1_DL+5m

St3-1_DL+4mについて考慮する必要があることを明らかにした．

St3-1_DL+0m

特に，周期の長いうねりは，その波高増大を波浪統計

10060に基づく従来の確率年の延長によって説明することは難20しいため，より深い海域での屈折・浅水変形を考慮する

-20
70

80

90

Time (s)

100

110

120

とともに，従来の設計波とは区別して捉えることが必要であるものの，その再現確率は，風波を対象とした従来(a) Case1（既設護岸）
Wave Pressure (kPa)

護岸堤脚からの高さ[m]6140

St3-1_DL+4.75m

St3-1_DL+4mと同様な手法を用いて推定できる可能性がある．

St3-1_DL+0m

100

また，この場合には，スペクトル尖鋭度及び方向集中

60

度がともに高い波浪特性のために，明瞭な波群に起因す

20

るサーフビートやウェーブセットアップ等の2次的な波

-20
70

80

90

Time(s)

100

110

120

浪変形にも留意すべきであることを，海岸護岸における短時間越波流量の時間的・空間的な局所集中が発生した(b) Case2（簡易波返し工）
図-4.28

実験結果とともに示した．

越波水塊の打ち上げ速度- 37 -

さらに，この低減に対しては，直立壁前面に設置した物としての簡易波返し工は，川崎・笹田（2009）による消波ブロック被覆工や透過離岸堤が有効であることを示

実験結果と同様，顕著な越波低減効果を有することが規したが，透過離岸堤はその背後水域でサーフビート波高

則波を用いたMARS法による計算結果により示されたが，やウェーブセットアップ量を増大させるため，その沖側跳ね返された越波水塊が強風により海から陸へ運ばれるに設置した潜堤により短周期波群を予め砕波減衰させる，状況では，期待するような越波低減効果が得られない場

あるいは地形急変部に突堤を設置し，沿岸方向に定在す

合があることに留意すべきであると思われる．

る水位の長周期変動を抑制するなどの対策効果を示した．

6．おわりに一方，地球温暖化に伴う海面上昇や台風の大型化により，今後，海岸堤防に対し現在の設計値を超える外力が作用することが危惧されているが，越波浸水対策として

最近の高波災害にみられる設計を超える高波の捉え方

既に広く普及している直立護岸の整備レベルをこのよう及び取り扱いについては，統一的な見解が未だ示されてな水準まで高めることは，近年の社会情勢の変化を勘案いないのが現状である．そこで本稿では，これらの事象

すると困難な場合も想定される．そこで，これらを踏まを類型化し，その多くがうねり性波浪による越波災害とえ，海岸護岸の越波量の空間分布を適切に算定する手法，

して特徴づけられることに着目して，その発生過程の推及び越波水塊の浸水・排水過程を算定する手法を用いて，定と対策検討を行うとともに，現行の設計体系にこれら

既存護岸及びその周辺に設置する簡易な越波浸水対策工，を位置づけることを試みた．なお，この際には，うねり及びその減災効果を評価する検討手法の提案を行った．

性波浪による高波を風波と区別することにより，従来と室津港海岸を対象に実施した越波計算では，周期15.8s

全く同じ手法で，風波だけでなくうねり性波浪の再現確のうねりと風波が重畳した台風0423号による高波などに率を推定できる可能性があること，及びその両者のそれ対して，越波モデルを備えたブシネスクモデルは，現地ぞれについて設計値を超える波高の偶発性を考慮する必の越波状況や従来の1次元的な手法による結果をよく再要があることについて，合わせて言及した．
これらの言及については，現在実施されている次の２

現しつつ，平面的な波浪変形の結果生じる護岸越波量のつの検討調査で得た知見によるところが大きい．すなわ

空間分布を算定できることを確認した．
また，周期16sを超えるうねりが来襲した久里浜港海岸

ち，国土交通省国土技術政策総合研究所港湾研究部港湾を対象に実施した越波浸水・排水計算では，当時よりも施設研究室において実施されている「偶発作用を考慮し潮位を約1m高いH.H.W.L.としたとき，越波浸水・排水モた港湾施設の設計体系に関する検討調査業務」におけるデルを備えたブシネスクモデルは，越波発生直後には越第１回検討会では，偶発波浪に関する考え方について有波水塊の一部が護岸背後の排水溝を通じて直近及び周辺識者からのヒアリングが実施された．また，国土交通省の排水孔から堤外に排水されると同時に，残りの水塊は

北陸地方整備局新潟港湾空港技術調査事務所において実後背地に貯留されて浸水域が拡大するという，平面的な施されている「日本海沿岸での偶発波浪に対する防波堤

越波浸水・排水過程を算定できることを確認した．

構造検討業務」における検討会の準備会合では，将来起さらに，既設護岸背後の簡易な越波浸水対策として提こり得る偶発的な超過外力を想定し，その外力に対応し案した土嚢仮設堤は，局所的に発生する顕著な越波水塊

た新たな対策手法の検討に着手することを目的として，（短時間越波量）を遊水地内に一時的に貯留し，護岸に検討会事務局と本稿の著者の一人との間で，偶発波浪に既設の排水機能（排水孔及び排水溝）とも相まって，浸関する考え方について有益な議論が交わされた．

水開始時刻を遅らせる減災機能を有することが確認され従来の風波，及び本稿で取り扱ったうねり性波浪に対た．なお，簡易な対策を超えた大規模な護岸改修工事のする設計波は，極値統計資料に基づき設定される変動波実施が可能ならば，雨水排水用の排水溝を拡張するなど

浪荷重，及びそれを超過する外力として位置付けられる

して越波排水路を整備し，遊水地（越波排水路）内の水

偶発波浪荷重ともに，対象海域における過去の事例等に位上昇を抑制することで，護岸背後の副堤からの溢水に基づき海域毎に設定することが必要である．したがってよる浸水を防ぐことも考えられる．このとき，護岸から今後，このような検討会が各地で発足し，どの海域にお突入する水塊を減勢する消波工等を設置し，遊水地内のいてこれまでの風波に加えてうねり性波浪に対する設計

水面振動を抑制することが有効であるが，これは同時に波をも設定すべきであるか，またこれらを超過する外力

排水路内の通水能力を減じることに注意が必要である．

（偶発波浪荷重）の発生確率はどの程度であるか，等の一方，既設の直立護岸に付加的に後付けする小型構造

知見の蓄積が望まれるところである．さらに，うねり性- 38 -

波浪の作用が無視できない海域では，本稿では取り扱わ

pp.211-215．

なかったうねり性波浪の波力特性とその対策に関する研

玉田

崇，間瀬

肇，安田誠宏：複合断面に対する波の不究の更なる進展が不可欠である．その際には，本稿がそ規則性を考慮した打上げ高算定法に関する研究，土の一助となればまことに幸いである．

木 学 会 論 文 集 B2( 海 岸 工 学 ) ， Vol.B2-65 ， No.1 ，（2013年1月25日受付）

pp.936-940，2009．
玉田 崇，間瀬謝辞

肇，安田誠宏：波の打上げを考慮した越波流量算定法の提案，土木学会論文集B2(海岸工学)，

本稿は，国土交通省港湾局技術監理室が主導し平成20

Vol.66，No.1，pp.926-930，2010．

年5月に立ち上げた港湾技術ワーキンググループのうち，

永井紀彦・里見茂（2005）：2004年台風による高波の観沿岸域防御技術WG（現場課題解決型）に設置された偶発

測 結 果 （ NOWPHAS 2004 特 別 号 ） , 港 空 研 資 料 ，

波浪荷重サブWGでの取り組み（事務局：(独)港湾空港技

No.1100，65p．

術研究所海洋研究領域波浪研究チーム，期間：平成20～

永井紀彦・平石哲也・河合弘泰・川口浩二・吉永宙司・

24年度）の一環として執筆したものである．ここに記し，

大釜達夫（2008）：波浪観測網が捉えた2008年2月24

関係各位に対し謝意を表します．

日の日本海沿岸高波の特性，海岸工学論文集，第55巻，pp.146-150．

参考文献

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波浪観測データを活用したうねり性波浪の伝播特性

46p．

について，海岸工学論文集，第55巻，pp.171-175．

平成20年2月の日本海高波浪に関する技術検討委員会

加島寛章・平山克也・長谷川巌（2010）：長周期うねりの（2008）：平成20年2月日本海高波浪に関するとりま

護岸越波特性とその対策工提案の試み，土木学会論

とめ，http://www.jfa.maff.go.jp/j/study/seibi/index.html

文集B2(海岸工学)，Vol.66，No.1，pp.716-720．

平石哲也・平山克也・加島寛章・春尾和人・宮里一郎

加島寛章・平山克也（2010）：長周期うねりの護岸越波量（2008）：偶発波浪荷重による被害例とその対策，海および作用波圧特性に関する実験的検討，港湾空港

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C0

：越流係数

多方向不規則波の造波法の提案，港空研報告，第48g：重力加速度（m/s2）

巻，第2号，pp.199-214．

h：水深（m）

平山克也・加島寛章・仲井圭二（2009a）：長周期うねり

h0：静水深（m）のスペクトルと波群特性に関する考察，海洋開発論

hc：護岸天端高（m）

文集，第25巻，pp.635-640．

修テキスト，B-7，20p.

hdrain：排水孔高さ（m）

平山克也・春尾和人・宮里一郎（2009b）：ブシネスクモ

hoff：造波水深（m）

デルを用いて算定したリーフ上護岸の設計諸元に関

htoe：堤前水深（m）

する考察，港湾空港技術研究所報告，第48巻，第3号，

H：波高（m）

pp.23-74．

H0：換算沖波波高（m）

平山克也・春尾和人（2010）：リーフ内に設置される護岸

H1/3：有義波高（m）

構造物の設計波浪諸元の算定法に関する提案，海洋

Hmax：最高波高（m）

開発論文集，第26巻，pp.1011-1016．

HL, HL1/3 ：長周期波（サーフビート）の有義波高（m）’

HS, HS1/3 ：短周期波（風波）の有義波高（m）

平山克也・岩瀬浩之・加島寛章（2010a）：任意水深の造波境界上に分布する複数の方向スペクトルによる多K：形状・摩擦損水係数の総和

方向不規則波の造波，土木学会論文集B2(海岸工学)，

Ksb：換算沖波波高に対する砕波帯内波高の比

Vol.66，No.1，pp.11-15．

q：短時間越波流量（m3/m/s）n：マニングの粗度係数（s/m1/3）

する簡易な越波・浸水対策工の提案に向けた一考察，

qflow：越波流量（m3/m/s）

海洋開発論文集，Vol.26，pp.405-410．

q0：排水流量（m3/m/s）

R：直立護岸断面の越波流量に対する各護岸断面

平山克也・齋藤英治・松岡祐仁（2010b）：偶発波浪に対平山克也・岩瀬浩之・加島寛章（2011）：複数の方向スペの越波流量の割合（%）

クトルにより造波された不規則波の浅海域における波高頻度分布特性，土木学会論文集B3（海洋開発），

R1/3：打上げ高の1/3有義値（m）

Vol.67，No.2，pp.I_250-I_255．

Smax：方向集中度T：周期（s）

害の特徴とその類型化の試み，土木学会論文集B3（海T1/3：有義波周期（s）

洋開発），Vol.67，No.2，pp.I_13-I_18．

v：流速（m/s）

平山克也・加島寛章（2011）：下新川海岸に来襲した長周x：岸沖方向座標（km）

期うねりによる越波発生機構の解明とその対策，土y：沿岸方向座標（km）

平山克也（2011）：海岸・港湾施設における近年の高波災- 40 -

α：水位に対するサーフビート波高の寄与率，または，護岸前面水位の補正係数∆h：初期水位の補正量（m）∆t：差分時間間隔（s）∆x：差分格子間隔（m）

γ：ピーク増幅率，スペクトル尖鋭度

η：水面波形（m）

ηbar：平均水位上昇量（m）

κ：スペクトル形状パラメータθ：波向き（deg）

ρ：海水密度（g/m3）

ζ：水位の長周期変動波形（m）- 41 -

1270