Silviase/jgov_v1.4_full_ann huggingface dataset:
ひずみを与えたことによる透水係数の上昇がなくなっている。すなわち、粘土に製鋼スラグを混合するとひずみを与えた時に透水係数の増加幅が大きくなるがベントナイトを添加することで透水係数の上昇をある程度抑えることができる。

図-3.2.25 圧縮ひずみと透水係数の増加率の関係

三軸圧縮試験および変水位透水試験において粘土供試体にひずみを与えた時の変形追随性について評価を行った。その結果、製鋼スラグの混合率が大きいほど、粘土供試体にひずみを与えたときの透水係数の増加が顕著になり、製鋼スラグ混合率50%（粘土の乾燥質量に対して）の場合は、圧縮ひずみ10%のときに透水係数が12倍以上にもなった。しかし、製鋼スラグとともにベントナイトを添加することで透水係数の増加を4倍程度までに抑えることができた。製鋼スラグ25%とともにベントナイトを50kg（液性限界の1.5倍の含水比に調整した海成粘土スラリー1m³に対して）を混合した供試体ではひずみを与えたことによる透水係数の増加がほとんど見られなかった。このように、海成粘土にベントナイトを混合することで遮水材が変形に追随し、ひずみを与えても透水係数の増加を抑えることが可能であると考えられる。

#### 3.2.5 透水性と遮水性を考慮した遮水地盤材料の性能評価

(1) ベントナイトを添加混合した海成粘土の透水係数

3.2.1 において、透水係数 k と平均圧密応力 p との関係を示した。その関係の中で、平均圧密応力 13.9kPa から 221.7kPa までのデータを図-3.2.26 に示す。この関係をみると、徳山港粘土単体の場合には透水係数が 5.0×10^{-10}m/s まで低下するためには平均圧密応力 50kPa 以上で圧密されている必要がある。一方でベントナイト混合試料においては、ベントナイト混合量が最も多い試料において、圧密圧力がおよそ 27kN/m^{2} で 5.0×10^{-10}m/s 程度となっている。この結果を見ると、ベントナイトによる遮水性向上が見られ、ベントナイトは遮水性能を向上させるために有用な材料であると判断できる。しかし、ベントナイト混合試料であっても透水係数を目標値以下にするために 27kN/m^{2} 以上の圧

図-3.2.26 透水係数に対する平均圧密応力
密応力が必要であるともいえる。

通常の海面管理型最終処分場の設計では遮水層の上の覆砂層の厚さは2.0m程度である（これ以上覆砂層を増加させると埋立の容量が低下する）。砂層の水中単位体積重量は9～10kN/m³であるので、覆砂層による圧密圧力は最大20kN/m²程度であり、この圧力で圧密が完了した状態の透水係数をみるとベントナイト混合試料では5.7×10⁻⁹～7.0×10⁻⁹m/sの範囲にあり、目標である5.0×10⁻⁹以下に達していない。

しかし、本研究では余水処理を行わない海面処分場とするため、海面処分場内の水位が外水位よりも低下した状態で廃棄物の埋立を行う。このため、遮水地盤材料の底面には内外の水位差による揚圧力が作用するので、遮水地盤材料の上にはカウンターウェイトとして重量の大きい材料を覆土する必要がある。そこで、管理する内水位とカウンターウェイトの必要重量について検討する。

## (2) 処分場内側の管理水位の検討

管理水位の設定には以下の条件を用いた。

表-3.2.1 管理水位の検討のための条件

項目	条件	根拠等
廃棄物の年間埋立量	処分場容量500万m³
年間埋立量125万m³	大阪湾の神戸沖埋立処分場の実績が130万m³/年
年降水量と年蒸発量	年降水量1,427mm
年蒸発量934mm、余水量493mm	国土技術総合研究所資料No.16917)
外水位	T.P.±0.00m
底面遮水層の深度と層厚
(遮水性地盤材料)	深度T.P.-12.00m～-10.00m 層厚4m
覆土層、廃棄物等の埋立深
度	覆土層T.P.-10.00m～-7.00m)
廃棄物層T.P.-7.00m～
施工方法	4ブロックに分割し順に埋め立て
る.1ブロック125万m³	施工のしやすさを検討

処分容量は500万 $ m^{3} $ 、4ブロックに分割するのでブロック1箇所あたりの埋立容量は125万 $ m^{3} $ 、1ブロックの埋立に要する期間は約12カ月程度であり、年降水量は1年分考慮すればよいとする。廃棄物の平均間隙比を0.80、平均飽和度を30%とすると間隙率は44.4%であり、そのうちわけは水13.3%、空隙31.1%となる。ここで簡単のため空隙を30.0%とすると、廃棄物1の水中への投入により水中の体積増加率は70%である。すなわち、1mの埋立で水位は70cm上昇する（30cm分の水は廃棄物の間隙に取り込まれる）。

管理水位を-5mとすると埋立開始時の水深は2m（覆土層上面の標高は-7m）であり、雨水にこの水を合わせた全ての水が廃棄物の間隙に取り込まれるためには8.3m分の廃棄物が必要となる。これより、T.P.1.3mの高さまで埋立が終わった段階で水は全て間隙に取り込まれ、残りの廃棄物を埋立ても内水位がT.P.1.3m以上に上昇することはない。この段階で外水位T.P.±0.00mよりも1.3m高いが、遮水地盤材料の性能を求める際に設定した4mよりも十分に小さい。

## (3) 遮水層の必要上載圧の検討

埋立前の処分場内外の水位差を5.0mとすると、動水勾配iは$i=5.00\mathrm{m}/4.00\mathrm{m}=1.25$となる。海水の単位体積重量を$10\mathrm{kN/m^{3}}$とすると、揚圧力として単位体積あたり$10\times1.25=12.5\mathrm{kN/m^{3}}$の透水力が作用する。遮水材の厚さが4.0mであり、その水中単位体積重量を$4\mathrm{kN/m^{3}}$とすると、揚圧力として$12.5\mathrm{kN/m^{3}}\times4.0\mathrm{m}=50.0\mathrm{kN/m^{2}}$が作用し、これと逆方向に遮水材による土被り厚$4.0\mathrm{kN/m^{3}}\times4.0\mathrm{m}=16.0\mathrm{kN/m^{2}}$が作用する。揚圧力が遮水材の土被り厚よりも$34.0\mathrm{kN/m^{2}}$勝るため、この不足分を覆土層による有効土被り厚で補う必要がある。ここで、覆土層の水中単位体積重量が$14.0\mathrm{kN/m^{3}}$（製鋼スラグ）とすると、安全率を1.2として必要な覆土層厚は$34\times1.20/14.0\mathrm{m}\div2.9\mathrm{m}$となる。したがって、覆土層が3mあれば十分である。

## (4) 圧密圧力を考慮した透水係数の検討
上記の計算より覆土層厚を3.0mとすると、覆土による上載圧力は42.0kPaとなる。遮水地盤材料の有効な自

重は層の中心点で $ 4.0kN/m^{3} \times 2.0m = 80.0kPa $ であり、両者の合計は $ 50.0kPa $ となる。段階載荷圧密試験の結果から、 $ 20kN/m^{2} $ 程度の圧密応力において圧密係数 $ c_{v} $ は $ 10cm^{2}/day $ 程度である。海面処分場の建設期間を 5 年程度（遮水層の造成から廃棄物の投入までの期間として）と考え、圧密係数 $ c_{v} $ を $ 10cm^{2}/day $ として、遮水層の載荷圧密圧力 $ 50.0kPa $ を保った状態が 5 年間経過し、遮水層の上下面から圧密が進行すると仮定すると、一次元圧密理論により時間係数は以下の通りに計算される。

$$ T=\frac{c_{v}t}{H^{2}}=\frac{10\cdot5\cdot365}{\left(400/2\right)^{2}}=0.456 $$

平均圧密度と時間係数に関する図-3.2.27の関係から、時間係数が0.456では圧密は平均的に約70%である。また排水層からの距離と圧密度の関係を示す図-3.2.28より、遮水層中央部においては圧密圧力の40%程度の過剰間隙水圧が残っていると考えられる。この条件で有効圧密圧力を求めると、

$$ 50.0\ kPa\times0.7=35.0kPa $$

遮水地盤層の中央部では

図-3.2.27 圧密度と時間係数の関係

$$ 50.0\ kPa\times0.6=30.0\ kPa $$

図-3.2.28 間隙水圧の深さ分布の時間的変化

であり、いずれも $ 27 \, kPa $ を上まわっている。圧密圧力は時間とともに増加し、さらに廃棄物の埋立が進むことでも増加するので、遮水層の透水係数は目標とした $ 5.0 \times 10^{-10} \, m/s $ 以下から、時間とともにされに小さくなっていく。

以上の検討より、ベントナイトと海成粘土を混合した遮水地盤材料は、本研究で透水係数係数の目的とした $ 5.0\times10^{-10} $ m/s以下を満足する。

ただし、以上の計算では遮水層の設置から廃棄物の埋立までを5年としており、これよりも短い時間で埋立を開始する必要がある場合は、圧密係数 $ c_{v} $ を大きくする、遮水地盤材料の単位体積重量を増加させる、覆土層を厚くするなどが必要になる。3.2.3で述べたように製鋼スラグを混合して単位体積重量を増加させる方法は透水係数が増加するため適用できないが、次項の3.2.6で述べる砂を混合し透水係数を低下させないで圧密係数と単位体積重量の増加を図ることは有効な方法と考えられる。
#### 3.3.1 压密試験結果

## (1) 間隙比 e と圧密圧力 p の関係

段階載荷圧密試験および定ひずみ圧密試験から得られた間隙比 e と圧密圧力 p の関係を図-3.3.1、図-3.3.2 に示す。図-3.3.1、図-3.3.2 において、各実験ケースの圧縮曲線を比較すると、ほぼ同じ e-logp 関係を示しており、圧縮特性に関しては試験法による違いは確認できなかった（ひずみ速度が大きい定ひずみ圧密の方がわずかに右にシフトしている）。

図-3.3.1(a)～(d)、図-3.3.2(a)～(d)より、榛名産ベントナイトを添加した場合には、ベントナイトの添加量にかかわらずほぼ同じ $ e \log p $ 関係を示している。一方、膨潤性の高いワイオミング産ベントナイトを添加した場合は、ベントナイトの添加量の増加に伴い初期間隙比は大きくなり、圧縮曲線の傾きも大きくなることが確認できる。

また、図-3.3.1(e)、図-3.3.2(e)より、砂分含有率の増加に伴い初期間隙比は小さくなり、圧縮曲線の傾きも小さくなることがわかる。特に、砂分含有率80％と90％は、他の試料と比較して傾きが小さく、圧密圧力p=300kPaを超えた付近から、砂分含有率60%、70%の間隙比と逆転している。これは、砂粒子が接触しあって骨格を形成したことによるものと考えられる。

表-3.3.1 に圧密試験結果の一覧を示す。ここで、砂分含有率 80%、90% においては明瞭な直線部分が認められないため $ C_{c} $ を求めなかった。

表-3.3.1 压密試驗結果一覽

試験名	段階载荷圧密試験	定びずみ圧密試験
初期含水比	初期間隙比	湿潤密度	圧縮指数	初期含水比	初期間隙比	湿潤密度	圧縮指数
w0(%)	e0	ρt(g/cm³)	Cc	w0(%)	e0	ρt(g/cm³)	Cc
Case1	89.6	2.418	1.462	0.88	93.0	2.463	1.463	0.85
Case2	48.6	1.302	1.688	0.39	47.9	1.278	1.699	0.39
Case3	92.0	2.429	1.461	0.92	94.3	2.458	1.466	0.85
Case4	93.7	2.490	1.450	0.96	95.7	2.497	1.462	0.90
Case5	94.2	2.473	1.458	1.00	97.0	2.534	1.454	0.97
Case6	50.7	1.355	1.678	0.45	51.4	1.384	1.665	0.48
Case7	53.4	1.412	1.662	0.49	52.8	1.402	1.663	0.50
Case8	55.1	1.448	1.651	0.53	56.0	1.471	1.645	0.68
Case9	106.1	2.811	1.417	1.16	112.3	2.933	1.415	1.16
Case10	117.8	3.092	1.385	1.38	120.5	3.109	1.397	1.32
Case11	129.4	3.373	1.361	1.89	127.2	3.298	1.371	1.55
Case12	60.9	1.611	1.610	0.59	62.4	1.638	1.608	0.61
Case13	67.5	1.783	1.572	0.78	69.6	1.816	1.573	0.69
Case14	75.0	2.003	1.521	0.92	76.2	2.019	1.524	0.98
Case15	51.2	1.677	1.350	0.48	53.4	1.677	1.384	0.52
Case16	43.5	1.738	1.155	0.34	44.0	1.748	1.150	0.36
Case17	39.1	1.782	1.039	0.26	38.8	1.803	1.011	0.26
Case18	33.0	1.836	0.900	-	33.7	1.810	0.937	-
Case19	26.2	1.872	0.775	-	26.8	1.905	0.752	-

## (2) 压密係数 $ c_{v} $ - と 圧密圧力 p の関係

段階載荷圧密試験および定ひずみ圧密試験から得られた圧密係数 $ c_{v} $ と平均圧密圧力 p の関係を図-3.3.3、図-3.3.4 に示す。正規圧密領域において、圧密係数 $ c_{v} $ はベントナイト添加量の増加に伴い低下する傾向にあり、膨潤性の高いワイオミング産ベントナイトを添加した場合その傾向は顕著となる。また、砂分含有率を増加させると、砂分含有率 50～70% にかけて徐々に増加し、砂分含有率が 70% を超えると顕著に増加している。

試験法による差異に関しては、砂分含有率を90%としたCase19を除いて試験法による違いは確認できなかった。砂分含有率を90%とした場合、砂分が多いため、定ひずみ圧密試験では載荷中ほとんど間隙水圧が発生せず、段階載荷圧密試験から得られた値に比べて極端に大きな値となったと考える。
(a) 粘土＋榛名産ベントナイト

(Case1 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m³)

(b) 粘土＋砂＋榛名産ベントナイト

(Case2 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(c) 粘土＋ワイオミング産ベントナイト

(Case1 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(d) 粘土＋砂＋ワイオミング産ベントナイト

(Case2 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(e) 粘土＋砂＋榛名産ベントナイト

(Case15 から砂含有率 50、60、70、80、90%)

図-3.3.1 e-logp 関係（段階載荷）
(a) 粘土＋榛名産ベントナイト

(b) 粘土＋砂＋榛名産ベントナイト

(Case1 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m³)

(c) 粘土＋ワイオミング産ベントナイト

(Case1 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(Case2 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(d) 粘土＋砂＋ワイオミング産ベントナイト

(Case2 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(e) 粘土＋砂＋榛名産ベントナイト

(Case15 から砂含有率 50、60、70、80、90%)

図-3.3.2 e-logp 関係（定ひずみ）
(a) 粘土＋榛名産ベントナイト

(Case1 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m³)

(b) 粘土＋砂＋榛名産ベントナイト

(Case2 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(c) 粘土＋ワイオミング産ベントナイト

(d) 粘土＋砂＋ワイオミング産ベントナイト

(Case1 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(Case2 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(e) 粘土＋砂＋榛名産ベントナイト

(Case15 から砂含有率 50、60、70、80、90%)

図-3.3.3 $ \log c_{v}-\log p $ 関係（段階載荷）
(a) 粘土＋榛名産ベントナイト

(b) 粘土＋砂＋榛名産ベントナイト

(Case1 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m³)

(c) 粘土＋ワイオミング産ベントナイト

(Case2 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(d) 粘土＋砂＋ワイオミング産ベントナイト

(Case1 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(Case2 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(e) 粘土＋砂＋榛名産ベントナイト

(Case15 から砂含有率 50、60、70、80、90%)

図-3.3.4 $\log_{c}(-\log p)$ 関係（定ひずみ）

## (3) 間隙比 e と透水係数 k の関係
透水試験から求めた透水係数 k と間隙比 e の関係を図-3.3.5 に示す。図-3.3.5(a) より、ベントナイトを添加することで透水係数が小さくなること、砂を混合すると間隙比の変化に対する透水係数の変化の割合が大きいことが確認できる。また、図-3.3.5(b) から、透水係数は砂分含有率の増加とともに大きくなること、間隙比の変化に対する透水係数の変化の傾向は、間隙比 e が減少しても透水係数 k に変化がなく、ほぼ一定の透水係数 k を示しており、砂含有率 80% を境界に異なる傾向を示すことが確認できる。

段階載荷圧密試験および定ひずみ圧密試験から求めた透水係数 k と間隙比 e の関係を図-3.3.6、図-3.3.7 に示す。なお、透水係数 k は正規圧密領域となる圧密圧力 p=39.2kPa 以上の結果のみを示している。図-3.3.6(a)、(b) または図-3.3.6(c)、(d) から、粘土と砂の混合土にベントナイトを添加すると、添加量とともに透水係数が低下することが確認できる。

また、各試験法の結果を比較すると砂含有率70%までは、砂の添加とともに少しずつ変化する傾向を示しているが、砂分含有率80%、90%では試験法によって異なる傾向が確認できる。これは、砂含有率が大きくなると試料と圧密リングの間に隙間が多くなり、水みちができてしまい、透水試験からは過大な透水係数kが得られたためと考えられる。

(a) ベントナイトの有無・種類の影響

(Case1: 粘土、Case2: 粘土+砂、

Case3: 粘土+榛名産ベントナイト、

Case6: 粘土+砂+榛名産ベントナイト、

Case9: 粘土+ワイオミング産ベントナイト、

Case12: 粘土+砂+ワイオミング産ベントナイト、

ベントナイト添加量は50kg/m³)

(b) 粘土＋砂＋榛名産ベントナイト

(Case15 から砂含有量 50、60、70、80、90%)

図-3.3.5 e-logk 関係（透水試験）
(a) 粘土＋榛名産ベントナイト

(Case1 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m³)

(b) 粘土＋砂＋榛名産ベントナイト

(c) 粘土＋ワイオミング産ベントナイト

(Case2 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(Case1 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(d) 粘土＋砂＋ワイオミング産ベントナイト

(Case2 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(e) 粘土＋砂＋榛名産ベントナイト

(Case15 から砂含有率 50、60、70、80、90%)

図-3.3.6 e-logk 関係（段階載荷）
(a) 粘土＋榛名産ベントナイト

(b) 粘土＋砂＋榛名産ベントナイト

(Case1 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m³)

(c) 粘土＋ワイオミング産ベントナイト

(Case2 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(Case1 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(d) 粘土＋砂＋ワイオミング産ベントナイト

(Case2 からベントナイト添加量 0、50、75、100kg/m^{3})

(e) 粘土＋砂＋榛名産ベントナイト

(Case15 から砂含有率 50、60、70、80、90%)

図-3.3.7 e-logk 関係（定ひずみ）
#### 3.3.2 土骨格構造の観察と定量化

## (1) 表面形状の観察

定ひずみ圧密試験で軸圧縮圧力が100kPaになるまで載荷した「圧密前」供試体と、段階載荷圧密試験終了後（圧密圧力$p=627.6\mathrm{kPa}$）の「圧密後」供試体のSEMによる撮影画像を写真-3.3.1～写真-3.3.3に示す。砂粒子が粘土のマトリックスの中に埋もれている様子や、圧密前後の写真を比較することで圧密の進行に伴い土粒子間の間隔が狭まり、密になっている様子が観察された。

## (2) 土骨格構造の定量化

SEM による観察と同条件の試料に対し、水銀圧入式ポロシメータによる間隙構造の観察（細孔径分布の計測）を行った。図-3.3.6 に間隙径の増分に対する水銀の圧入容積の増分の比 dV/dlogD_{p} を間隙径 D_{p} に対して示した間隙径分布図を示す。各実験ケースにおいて圧密前後の結果を比較すると、dV/dlogD_{p} が最大となる間隙径は圧密の進行に伴い小さくなっている。これより、圧密の進行に伴う透水係数の低下は間隙の主体が小さな間隙径の領域に移行するためと考えられる。

一方、図-3.3.6(a)～(d)より、ベントナイトを添加した場合、必ずしも$\mathrm{d}V/\mathrm{d}\log D_{\mathrm{p}}$が最大となる間隙径が小さくなる結果となっておらず、ベントナイトの添加による透水係数の低下は間隙径分布だけでは説明できず、ベントナイト粒子の細かさや膨潤性など他の要因について検討が必要と考える。

また、図-3.3.6(e)より、砂分含有率を変化させた場合、砂分含有率80～90％にかけて、dV/dlogD_{p}が最大となる間隙径が著しく変化しており、砂分含有率80％以上で土の骨格構造が顕著に変化すると考えられる。
(a) Case1 100kPa

(b) Case1 628kPa

(c) Case2 100kPa

(d) Case2 628kPa

(e) Case3 100kPa

(f) Case3 628kPa

写真-3.3.1 SEM 撮影画像（その1）
(a) Case6 100kPa

(b) Case6 628kPa

(c) Case9 100kPa

(d) Case9 628kPa

(e) Case12 100kPa

(f) Case12 628kPa

写真-3.3.2 SEM 撮影画像（その2）
(a) Case15 100kPa

(b) Case15 628kPa

(c) Case17\_100kPa

(d) Case17\_628kPa

(e) Case19 100kPa

(f) Case19 628kPa

写真-3.3.3 SEM 撮影画像（その3）
(a) 粘土＋榛名産ベントナイト

(b) 粘土＋砂＋榛名産ベントナイト

(Case1 からベントナイト添加量 0、50、100kg/m $ ^{3} $ )

(c) 粘土＋ワイオミング産ベントナイト

(Case2 からベントナイト添加量 0、50、100kg/m^{3})

(d) 粘土＋砂＋ワイオミング産ベントナイト

(Case1 からベントナイト添加量 0、50、100kg/m^{3})

(Case2 からベントナイト添加量 0、50、100kg/m^{3})

(e) 粘土＋砂＋榛名産ベントナイト

(Case15 から砂含有率 50、70、80、90%)

図-3.3.6 間隙径分布図
## (1) 大気中のダストサンプリングと大気中放射能濃度計測技術の開発

広島大学キャンパスおよび福島県南相馬市において定期的ダスト捕集を行い、解析技術を確立した $ ^{19} $ 。ダストサンプリングのための捕集装置は本研究推進費で購入したものではなく、別予算で整備した。本捕集装置により南相馬市において2011年10月から2012年9月までダストサンプリングを実施した。装置の写真を図-3.4.1に示し、結果を図-3.4.2に示すその結果をダストサンプリング装置および解析技術は本研究事業における最終処分地周辺の大気の安全モニタリングに適用できる。

図-3.4.1 平成24年3月1日 原町第一小学校

図-3.4.2 空気中の放射能濃度（南相馬市）

## (2) 放射能で汚染された土壌の放射能計測技術の開発

福島県南相馬市において平成23年、24年度にわたり土壌サンプリングと放射能濃度分布の測定を行ってきた。サンプリング技法および測定技術はすでに確立している $ ^{19)(21)(22)} $ 。図-3.4.3に田の土壌サンプリング地点を示し、図-3.4.4に結果を示す。この技術は本研究事業における最終処分地の土壌等の安全モニタリングに適用できる。

図-3.4.3 南相馬市内の田の土の測定点

図-3.4.4 2つの田の1地点の田の土の測定結果

## (3) 河川水と底質土の放射能の計測技術の開発

福島県南相馬市において平成23年、24年度にわたり土壌サンプリングのほかに地下水、水道水、河川水のサンプリングと放射能濃度の計測を行ってきた。対象とした河川は新田川、太田川と支流、真野川と支流、小高川と支流の底質の4河川である。河川水と底質土の測定を行った。特に、河川水については河口付近では海
水が混じるのでそれに対する対処技術が必要である。図-3.4.5にサンプリング地点、図-3.4.6に低質土の分析例、河川水の分析例を示す。河川上流の底質土はセシウム濃度10000～20000 Bq/kgで高い傾向が見られるが下流にいくほど低くなり、河口付近では200 Bq/kg程度であった。河川水については汚染はほとんどみられず、上流では約0.8 Bq/L、下流では約0.3 Bq/Lであった。いずれも、飲料水の新基準10 Bq/Lに比べて1/10程度であった。これらの技術は本研究事業における最終処分地の海水の安全モニタリングに適用できる。

図-3.4.5 南相馬市の主要河川のサンプリング地点

図-3.4.6 河川低質土と水の測定結果

## (4) 放射性物質の汚染土壤から動・植物への移行に関するデータに関するデータ収集

福島県南相馬市において、稲やカエルなどの試料を収集し放射性物質、主に放射性Csの移行に関するデータを収集した。既に論文となっているものとしては、南相馬市で作付した稲を用いた測定を行い、汚染土壤から稲への放射性Cs移行の指標をまとめた。また、南相馬市や飯舘村で採取した、キノコや樹木およびカエル試料の測定を行い、放射性Csの移行を観察している。図-3.4.7に測定に用いた稲試料の写真と表-3.4.1に測定結果を示す。これらのデータは、本研究事業における最終処分廃棄物に含まれると予想される土壌以外の廃棄物の放射能の濃度の予想に利用できる。

表-3.4.1 移行係数（上）

Table 5

TF expressed as $ (\text{Bq/kg-dry weight})/(\text{Bq/kg-dry weight}) $ of each part of rice plant.

Field id	Sample id	Component	Measured dried sample mass (g)	TF
134Cs	137Cs
F1	R1-1	Brown rice	40	0.013 ± 0.001	0.015 ± 0.001
R1-2	Polished rice	40	0.011 ± 0.001	0.013 ± 0.001
R1-3	Rice bran	20	0.13 ± 0.004	0.16 ± 0.003
F2	R2-1	Brown rice	40	0.013 ± 0.001	0.013 ± 0.001
R2-2	Polished rice	40	0.005 ± 0.0003	0.006 ± 0.0002
R2-3	Rice bran	20	0.16 ± 0.004	0.15 ± 0.003
F3	R3-1	Brown rice	40	0.015 ± 0.001	0.017 ± 0.001
R3-2	Polished rice	40	0.008 ± 0.0002	0.008 ± 0.0002
R3-3	Rice bran	20	0.10 ± 0.003	0.11 ± 0.002
F1-3a	R4	Chaffa	10	0.043 ± 0.002	0.049 ± 0.005

図-3.4.7 稲試料（左）

Mixture of rice chaff samples taken from all three test paddy fields.

## (5) 汚染土壤に伴う $ \beta $ 線空間線量率の評価

汚染土壤に伴う $ \gamma $ 線空間線量については、計算・実測による評価が数多く存在する $ ^{19} $ 。しかしながら、核分
裂生成物のほとんどは、β壊変を行い、β線を放出する。これまでほとんど行われていないβ線に伴う空間線量や皮膚線量を評価しておくことは、廃棄物処分地での被曝線量評価においても重要である。本研究では、福島近郊に沈着したことが確認されている放射性物質によるβ線の空間線量率や皮膚線量の評価を行うための基礎的なデータを決定した。図-3.4.8に、実測で確認されている沈着放射性核種( $ ^{129,129m}Te $ 、 $ ^{131}I $ 、 $ ^{132}Te $ 、 $ ^{132}I $ 、 $ ^{134,137}Cs $ )のβ線のエネルギー分布を、図-3.4.9に $ 1000Bq/m^{2} $ - $ ^{137}Cs $ 沈着時（この濃度は飯舘村の沈着密度に相当する）の地表面近傍におけるβ線空間線量率の時間依存性を示す。

図-3.4.8 モンテカルロ計算入力β線スペクトル

図-3.4.9 地表面 β 線量率 $ (1000Bq/m^{2}-^{137}Cs) $

## (6) NaI を用いた汚染濃度モニタリング手法の開発

汚染土壌には $ {}^{137}Cs $ の他に $ {}^{134}Cs $ も含まれており、NaI 検出器のエネルギー分解能では、563、569、605keV の $ \gamma $ 線を区別することは難しい。更に $ {}^{134}Cs $ の 605keV $ \gamma $ 線と $ {}^{137}Cs $ からの 662keV $ \gamma $ 線の識別も不十分となる可能性がある。 $ {}^{134}Cs $ は半減期 2.06 年であるため、現在はおおよそ $ {}^{134}Cs $ : $ {}^{137}Cs=1:2 $ となっている。 $ {}^{134}Cs $ が無視できるようになるためには 10 年程度必要である。したがって、NaI 検出器を用いたモニタリングにおいては精度良く $ {}^{134}Cs $ と $ {}^{137}Cs $ 弁別した測定が必須である。Ge 検出器で測定した土壌からの $ \gamma $ 線スペクトルを NaI 検出器のエネルギー分解能（662keV $ \gamma $ 線に対して 5%、7%、10%）を仮定して鈍らせたスペクトルを用意して、3 種類のフィッテイング法で、605keV と 662keV $ \gamma $ 線のピークカウントがどの程度採再現できるかを調べた。フィッテイング法は、1) 通常の最小二乘法によるダブルガウスフィット、2) マルチピークフィット、3) EGS5 で作成したスペクトルに NaI 分解能を反映させた応答関数を用いたスケールフィットの 3 種類をとした。その結果、スケールフィットが最も安定して $ {}^{137}Cs $ と $ {}^{134}Cs $ の放射能を評価できることが示された。

図-3.4.10 スケールフィットの例

図-3.4.11 $ {}^{137}Cs $ と $ {}^{134}Cs $ 放射能濃度の再現性
### 3.5 海面処分場の巨大地震と津波に対する安全性能の検討

上野一彦 (五洋建設(株))

#### 3.5.1 海面処分場の基本構造の設計

下図の流れに基づいて処分場の遮水護岸断面構造を基本設計にて検討し、各種模型実験および数値解析による検討の基本断面とした。

図-3.5.1 本検討の流れ

検討の詳細を(1)～(5)に示す。

## (1) 遮水護岸構造の検討

本検討対象となる処分場は超長期(100年以上)にわたりその健全性を確保する必要があることから、下記事項を構造検討の基本概念とした。

1) 護岸構造と遮水構造を分離することで、万一護岸が被災した際に直接遮水壁におよぼす影響を低減する。

2) 遮水構造には難透水性土質遮水材を使用し、放射性物質の半減期を考慮し超長期(100年以上)にわたる浸出水トラベルタイムを確保しつつ、放射性物質(主にセシウム)の吸着に期待する。また、地震で発生する大きな揺れに対しても、遮水材が柔軟に変形することで遮水壁が追従可能となる。

3)既に大量の仮置された放射能汚染廃棄物を対象とするため、埋立は短期間（5年程度）で完了するものとする。

4)余水処理が発生しないように管理水位を下げて管理する。

5)埋立後に設置する表面遮水工(排水工)および津波減勢工により、津波や降雨の護岸内への流入は許容するが、廃棄物との接触は遮断する。

## (2) 検討の前提条件

処分場の構造検討にあたり、下記事項を前提とした。

1)処分場設置場所は太平洋沖の砂地盤上とし、液状化は発生しないものとする。

2) 廃棄物処分量を 1 千万 $ m^{3} $ と想定し、廃棄物埋立水深約 10m(50ha) とする。

3)L1 津波高（東海地震発生時想定）より護岸天端等を設定する。

4) L1 地震動の静的照査に用いる設計震度は K_{h}=0.25 とする。

5)地震（L1およびL2）の発生は埋立完了後とする。

6)廃棄物埋立完了後超長期における L2 地震発生時の護岸変動により 遮水壁の変形・破損が生じて 遮水機能の
健全性が損なわれることを防止するため、遮水壁と護岸を分離可能な構造とする。

7) L2 地震時における護岸と遮蔽遮水機能の健全性は、遠心実験および水中振動台実験、FLIP 解析により検証する。

8)表面遮水工および津波減勢工は別途検討する。

図-3.5.2 海面処分場の構造のイメージ図

## (3) 施工方法の検討

図-3.5.2 に海面処分場の構造のイメージを示す。海面処分場の施工は、護岸の建設（護岸工）、遮水構造の建設（遮水工）、護岸の裏込め（裏込め工）で構成される。それぞれの考え方をまとめると以下のようになる。

## 1 ) 護岸工

護岸工は、必要な処分容量を確保し、水深約14mの地点に建設することを考慮し、地震津波に対する安全の観点から多くの実績を持つ重力式護岸のケーソンとした。また、過去のケーソン損傷事故の主な要因である漂流物衝突による前壁の破損を考慮し、前壁厚を700mm(標準厚600mm)とし超長期の耐久性を確保した。なお、パラペット天端高は想定されるL1津波高に約1mの余裕高を見込むT.P.+6.50mに設定した。

## 2 ）遮水工

遮水工は処分場内の底面および側面に設ける。底面遮水工は埋立箇所の直下に土質系遮水材 $ ^{2)} $ を用いて設置する。側面遮水工は、鋼管矢板による二重締切り内部に土質系遮水材を充填し、埋立箇所周囲に設置する。矢板継手部はP-T継手を想定し、グラウトジャケットによる止水処理とした。土質系遮水材は海成粘土とベントナイトの混合物で、透水係数 $ k=5.0\times10^{-10}(m/s)^{2} $ を確保する。側面遮水工および底面遮水工は遮水層厚をそれぞれ4m、5mとした。

## 3 ) 裹込工

裏込工は、その崩壊角を考慮した影響範囲に余裕代を見込み、層幅を21mとした。埋立後はタイロッドの引張材を切断し護岸工と遮水工を裏込により構造上分離することで、護岸工が被災した際の遮水エへの影響を最小限に止めることを期待した。

施工のフローとしては、以下のような工程が考えられる。

## (a) 防波堤の構築

海面処分場の外郭を構成する防波堤を構築する。防波堤の構造は図-3.5.3に示すように、わが国で一般的に採用されている混成堤である。施工手順は以下のようになる。

① ケーソンの製作 ② 捨石マウンドの設置 ③ ケーソンの据え付け

④ 上部エの設置 ⑤ 裏込め石の設置 ⑥ 消波ブロックの設置
図-3.5.3 わが国の一般的な防波堤の建設

## (b) 遮水壁の構築

防波堤の背後に側方遮水壁を構築する。遮水壁は鋼管矢板構造で防波堤のケーソンとタイ材で結合する。その後、底面遮水工を行う。施工は以下の手順で行う。

①A 列（外側）鋼管矢板の打設 ②タイ材をA列矢板とケーソン頭部間に設置

③裏込め材を設置 （ここまで図-3.5.4参照）④B 列（内側）鋼管矢板を打設

⑤A 列矢板とB列矢板にタイ材を設置 ⑥矢板の間に側壁遮水地盤材料を打設

⑦海底面に遮水地盤材料を打設 ⑧シートおよび覆砂を施工（ここまで図-3.5.5参

照）

図-3.5.4 側面遮水のための鋼管矢板の打設と裏込め材の施工

図-3.5.5 側面遮水壁の構築と底面遮水の施工

## (c) 処分場における廃棄物埋立て

遮水工が完成した後、管理水位を決定し管理水位まで処分場内の水位を下げる。この状態で廃棄物の埋立を実施する。埋立が終了した後に、表面遮水工、覆土盛土、舗装工を施工する。

①管理水位の調整 ②廃棄物埋め立て

③表面遮水工の設置(ここまで図-3.5.6参照) ④覆土盛土

⑤路盤表面舖裝
図-3.5.6 廃棄物の埋立と表面遮水工の施工

## (4) 設計条件と安全性照査および設計の結果

(a) 混成堤の検討

設計条件
構造形式	混成堤
基準·指針	港湾の施設の技術上の基準·同解説 H19年度版
設置期間	約5年 ※防波堤形状での期間を表す
設計耐用年数	10年
設置水深	T.P.-14.0m
土質条件	砂質土
物性	各物性値は検討断面図内に記載
耐震性能	耐震強化施設以外

潮位	H.W.L. T.P.+0.70mL.W.L. T.P.-0.70mM.W.L. T.P.±0.00m
波浪	再現期間 10年設計波高Hmax= 10.98m周期T= 15換算沖波波高Ho'= 6.72m
地震	L1: 設置期間内の地震発生なしL2: 貯
上載荷重	常時: なし変動時: 貯
津波	L1: 設置期間内の地震発生なしL2: 貯
摩擦係数μ	0.75 (摩擦增大用マット)
検討ケース	検討ケース	自重	土压	水压	波压	地震	上載压
永続状態	常時	○	○	○	-	-	-	-
変動状態	波浪時	○	○	○	○	-	-	-
検討項目	漁動	転倒	支持力	円弧寸べり
永続状態	-	-	-	○
変動状態	○	○	○	-
部分係数	項目	滑動	転倒	基礎の支持力	円弧
永続	波浪	永続	波浪	永続	波浪	すべり
γf	摩擦係数	-	0.79	-	-	-	-	-
γf	水深変化 緩(1/100)	-	1.04	-	1.15	-	1.12	-
γf	H.H.W.L./H.W.L.＞2.0	-	1.06	-	1.09	-	-	-
γf	RC单位体積重量	-	0.98	-	0.98	-	-	-
γf	NC单位体積重量	-	1.02	-	1.02	-	-	-
γf	中詰砂単位体積重量	-	1.01	-	1.00	-	-	-
γf	分割細片の上載荷重	-	-	-	-	-	0.91	-
γf	分割細片重量	-	-	-	-	-	1.00	-
γf	構造解析係数	-	-	-	-	-	1.00	-
γf	地盤強度: 砧着力	-	-	-	-	-	0.96	0.90
γf	海底面より上にある地盤、ヒッパ, 消波工	-	-	-	-	-	0.99	0.90
γf	海底面より下にある砂質土	-	-	-	-	-	-	1.00
γf	海底面より下にある粘性土	-	-	-	-	-	-	0.90
γf	検討対象期間に地震および津波の発生はないものとする。・安定照查において消波プロックは考慮しないものとする。・ケーソンの滑動抵抗を増強する目的で、摩擦増大用マットを用い、かつ暫定裏込めを配置する。・波浪条件である10年確率波浪は、構造物の設計耐用年数と平成16年度名古屋技調報告書に基づき設定する。・根固方塊および被覆プロックの規格は10年確率波浪を用いて設定する。・ケーソン側壁(沖側)は消波プロックの衝突等への耐久性を100年を超える期間において確保する必要があることから、その壁厚を600mmとする(波浪が特に厳しい箇所は700mm)。・上部工天端高はレベル1津波高T.P.+6.00mに余裕高50cmを見込みT.P.+6.50mに設定する。
図-3.5.7 混成堤の安全性照查
検討断面	応討状態	土压	照查項目	潮位	条件	耐力作用比	判定	備号
滑動	H.W.L.	上載あり	3.327	0.K.
L.W.L.	上載なし	2.886	0.K.
上載あり	3.017	0.K.
転倒	H.W.L.	上載あり	10.200	0.K.
上載なし	8.799	0.K.
L.W.L.	上載あり	9.637	0.K.
支持力	H.W.L.	上載あり	1.874	0.K.
上載なし	1.929	0.K.
上載あり	1.809	0.K.
円弧すべり	H.W.L.	上載あり	1.847	0.K.
上載なし	1.480	0.K.
上載あり	1.462	0.K.
上載なし	1.681	0.K.
変動状態	L1地震	滑動	H.W.L.	上載あり	1.158	0.K.
上載なし	1.110	0.K.
上載あり	1.204	0.K.
転倒	H.W.L.	上載あり	2.041	0.K.
上載なし	2.031	0.K.
上載あり	2.133	0.K.
支持力	H.W.L.	上載あり	1.084	0.K.
上載なし	1.082	0.K.
上載あり	1.112	0.K.
上載なし	1.113	0.K.
照查結果より、変動状態(H.W.L時上載あり)における支持力がクリティカクリースとなる。
破壊力(クリティ力)

図-3.5.8 重力式護岸の安全性照查

以上、港湾の施設の技術上の基準に基づいて護岸構造と鉛直遮水壁の構造の設計を行い、各照査項目に関する安全性照査を行って安全性を確認した。
#### 3.5.2 巨大地震による加速度が作用したときの遮水護岸の安全性の検討結果

## (1) ケーソンと遮水矢板の間隔が遮水構造に及ぼす影響

はじめにケーソンと遮水矢板の間隔の影響について検討したケース3およびケース4の結果について述べる。それぞれのケースのすべり面の発生状況を図-3.5.10に、遮水矢板およびケーソン、裏込の変位を図-3.5.11に示している。ケース3では傾斜角が15.6度に達した時点で、ケーソン海側底面部にすべり面の発生を確認した。また、同時にケーソン背面に裏込の崩壊線を検状に確認した。裏込層の崩壊面は矢板前面に達し、矢板天端の残留変位は実スケール換算値で36.5cmとなった。この時、模型に作用した力から見かけの震度を求めると $ k_{h}=0.269 $ であった。

ケース4 では傾斜角が14.1度に達した時点で、ケーソン海側底面部にすべり面の発生を確認した。また、同時にケーソン背面に裏込の崩壊線を楔状に確認した。裏込層の崩壊範囲はケース1と同程度であることから、崩壊面が矢板前面に及ぶことなく、矢板天端の残留変位は13.8cmとなった。この時、模型に作用した力から見かけの震度を求めると $ k_{h}=0.244 $ となった。

図-3.5.10 すべり面の形状（ケース3およびケース4）
図-3.5.11 変位量（ケース3およびケース4）

2つのケースの矢板天端の変位を比較すると、ケーソンと遮水矢板の間隔が21mであるケース2では、間隔が15mのケース1の約4割であった。これは、ケーソンが被災した場合にも長大幅の裏込層により遮水矢板への影響を低減できることを示している。また、両ケースの模型の破壊が生じた見かけの震度は安定照査における静的震度 $ k_{h}=0.25 $ と同程度であり、本模型に生じたすべり面の形状は、断面設定時の安定照査（現行の港湾施設の技術上の基準による）における支配ケースである地盤の支持力不足により生じるすべり面(図-3.5.12) $ ^{2)} $ と類似している。これらから、安定照査による実現象に即した断面の破壊形態の再現性は高いと考えられる。

図-3.5.13(a)と図-3.5.13(b)は5つのケースの実験結果一覧であり、模型断面と载荷条件、载荷前、载荷中および载荷後の模型断面、傾斜角度と見かけの震度、護岸構造の変位をまとめている。

図-3.5.12 現行基準による安全性照査に用いるすべり面
遠心載荷実験 結果一覧表（その1）

実験CASE	CASE 1	CASE 2	CASE 3
破壊形状	地盤の支持力不足によるすべり	地盤の支持力不足によるすべり	地盤の支持力不足によるすべり
模型断面(S=1/100)
模型奥行き20cm	模型奥行き20cm	模型奥行き20cm
载荷方法	傾斜台(最大傾斜角20度)	傾斜台(最大傾斜角20度)	傾斜台(最大傾斜角20度)
遠心加速度	80G～100G	80G～100G	80G～100G
特記事項	·矢板とケーソン間にタイロッドの設置·滑動抑止杭の設置·設計断面の約70％に相当する裏込め幅·安定照査時設計震度Kh=0.25	·滑動抑止杭の設置·安定照査時設計震度Kh=0.25·設計断面の約70％に相当する裏込め幅	·設計断面の約70％に相当する裏込め幅·安定照査時設計震度Kh=0.25
実験前模型断面
破壊時模型断面
実験後模型断面
傾斜角度	18.8度	14.3度	15.6度
見かけ震度	Kh=0.322	Kh=0.247	Kh=0.269
矢板変位	85.9cm(実スケ-ル換算)	25.2cm(実スケ-ル換算)	36.5cm(実スケ-ル換算)
ケーツ変位	水平方向1296cm, 鉛直方向536cm(実スケ-ル換算)	水平方向1008cm, 鉛直方向448cm(実スケ-ル換算)	水平方向1072cm, 鉛直方向440cm(実スケ-ル換算)
裏込め変位	水平方向1232cm, 鉛直方向544cm(実スケ-ル換算)	水平方向928cm, 鉛直方向520cm(実スケ-ル換算)	水平方向1008cm, 鉛直方向520cm(実スケ-ル換算)

図-3.5.13(a) 遠心載荷模型実験の実験結果のまとめ（ケース1、ケース2、ケース3）
遠心載荷実験 結果一覧表（その2）

実験CASE	CASE 4	CASE 5
破壊形状	地盤の支持力不足によるすべり	ケーソンの滑動
模型断面(S=1/100)
载荷方法	傾斜台(最大傾斜角20度)	模型奥行き20cm
遠心加速度	80G～100G	80G～100G
特記事項	·設計断面相当の裏込め幅·安定照晝時設計震度Kh=0.25	·被覆プロックおよび根固方塊の設置·設計断面相当の捨石マウンド法尻形状·設計断面の約70%に相当する裏込め幅·安定照晝時設計震度Kh=0.25
実験前模型断面
破壊時模型断面
実験後模型断面
傾斜角度	14.1度	17.6度
見かけ震度	Kh=0.244	Kh=0.302
矢板変位	13.8cm(実スカ-ル換算)	22.8cm(実スカ-ル換算)※
ケーソ変位	水平方向912cm, 鉛直方向328cm(実スカ-ル換算)	水平方向952cm, 鉛直方向224cm(実スカ-ル換算)
裏込め変位	水平方向776cm, 鉛直方向400cm(実スカ-ル換算)	水平方向912cm, 鉛直方向416cm(実スカ-ル換算)

※ CASE 5 における模型傾斜時にレーザー照射板が倒れたため、矢板変位については得られたデータから滑動時における矢板変位を推定した。

図-3.5.13(b) 遠心載荷模型実験の実験結果のまとめ（ケース4、ケース5）

各ケースの結果より、以下ことが明らかになった。

1) 埋立完了後にタイロッドを残置した場合には、ケーソンに作用する外力がタイロッドを介して遮水矢板に伝達するため、矢板の変位は過大となる。(CASE 1 より)

2) タイロッドを取り除き護岸構造と遮水構造を分離することで遮水矢板の変位を大きく低減できる。(CASE 1、2より)

3）裏込め幅を十分に確保（設計断面相当）することにより、裏込め内部に生じた滑り面は遮水矢板と交差せず、遮水矢板の変位を大きく低減できる。（CASE 3、4 より）

4) 被覆ブロック、根固方塊、および捨石マウンド層法尻部が地盤の支持力不足による滑り防止対策として効果的である。(CASE 5 より)

以上より、遮水工の健全性を確保するためには、遮水護岸断面 CASE4（護岸構造と遮水構造の分離、裏込め幅）および CASE5（被覆ブロック、根固方塊、捨石マウンド形状）が有効であると確認できた。
## (2) 実験結果のまとめ

本研究で提案する長大幅の裏込層によりケーソンと遮水工が構造上分離された断面において、裏込層幅が処分場護岸の変形特性に与える影響を定性的に確認するため、遠心模型実験を実施した。模型に対してL1地震相当の外力を静的載荷させたところ、捨石層内に生じたすべり面により模型は破壊したが、設計断面相当の長大幅の裏込層を有する模型はそうでない模型と比較して遮水矢板の変位を大きく低減できた。以上より、護岸工と遮水工を長大幅の裏込により構造上分離する断面は、ケーソン被災時の遮水エへの影響を小さくする効果を有することを定性的に確認できた。また、本実験で得られた模型の破壊形態とその発生条件が、断面設定にあたり実施した安定照査結果と概ね一致することを確認できた。

#### 3.5.3 巨大地震による地震動が作用したときの護岸構造の安全性の検討結果

## (1) 水中振動台の実験結果

ケース 1 およびケース 2 による実験結果時刻歴をそれぞれ図-3.5.14、図-3.5.15 に示す。横軸は時間、縦軸はそれぞれ水平応答加速度、ケーソン変位、遮水矢板天端変位、過剰間隙水圧を表す。また両ケースの実験による変位を図-3.5.16、図-3.5.17 に実スケール換算値で示した。なお図中の赤線は変形後の構造物の位置を実スケール換算で示し、青線は変形がわかりやすいように変位量を10倍にして構造物の位置を示している。

ケース 1 では応答加速度が土槽底版から地盤表面にかけて増加し、過剰間隙水圧の上昇もなかった。ケーソンの残留変位は合成変位で約 3cm であった。裏込の水平方向の残留変位は非常に小さく、遮水矢板天端の残留変位はわずか 1cm であった。裏込および廃棄物層の地盤面が全体的に 9cm 程度沈下した原因は、地震動による土層の密実化であると考えられる。

t(s)

t(s)

(a) 水平応答加速度

t(s)

(d) 遮水矢板天端応答变位

図-3.5.14 水平応答加速度、過剰間隙水圧、ケーソン天端変位、遮水矢板天端変位、の時刻歴（ケース1）
(b) 過剩間隙水圧

t(s)

(a) 水平応答加速度

(c) ケーソン天端変位

u(s)

(d) 遮水矢板天端応答变位

図-3.5.15 水平応答加速度、過剰間隙水圧、ケーソン天端変位、遮水矢板天端変位、の時刻歴（ケース2）

ケース 2 では過剰間隙水圧が若干上昇するものの、ケース 1 と同様の傾向にある。ケーソンは加速度の応答値が大きいことから大きく変位し、その残留変位は合成変位で 114cm となった。裏込はケーソンが変位した影響により全体的に 90cm～130cm 程度と大きく沈下したものの、遮水矢板天端の残留変位はわずか 2cm であった。廃棄物層が全体的に 80cm～150cm 程度沈下した原因は、廃棄物層の圧縮であると考えられる。

図-3.5.16 ケース 1 の実験結果のまとめ

図-3.5.17 ケース 2 の実験結果のまとめ
以上、レベル1（L1）地震動であるケース1とレベル2（L2）地震動のケース2においてケーソン背面の長大幅の裏込による遮水エの変形抑制効果と護岸の変形に着目すると、L1地震波相当に対する護岸全体の変位は小さく、L2地震波相当に対するケーソンの変位は大きくなるものの、遮水矢板の変位はわずかであった。これより、護岸エと遮水エを裏込により構造上分離する断面は、ケーソン被災時の遮水エへの影響を最小限に止めて超長期の遮蔽・遮水機能を確保するうえで有効であると考えられる。

同様にケース 3、4、5、6 の結果のまとめを図-3.5.18、図-3.5.19、図-3.5.20、図-3.5.21 に示す。

東北地方太平洋沖地震では、プレート境界での破壊が連動して発生したため、図-2.5.6(c)の仙台塩釜港の観測データからわかるように振動が約3分間継続した。この点を考慮して、ケース3はレベル2地震として強い振動が長時間継続する観点から振動波形を設定したものである。実験結果は、ケーソンの水平変位と鉛直変位がそれぞれ7.0cm、-5.8cm、矢板の海側、埋立方向への変位がそれぞれ-3.1cm、-3.6cmであり、ケース1よりも是変位量は増加しているが、遮水矢板および遮水矢板にはさまれた遮水地盤材料に及ぼす影響は小さいと考えられる。

ケース 4 は、一般的な港湾構造物に対して大きな影響を及ぼすと考えられる卓越周期 2 秒前後のレベル 2 地震動を対象とし、石巻港における推定地震波形を設定したものである。実験結果は、ケーソンの水平変位と鉛直変位がそれぞれ 2.3cm、-1.6cm、矢板の海側、埋立方向への変位がそれぞれ -0.3cm、-0.5cm と変位量は微小であり、遮水矢板および遮水矢板にはさまれた遮水地盤材料に及ぼす影響は小さいと考えられる。

ケース 5 は、最大加速度の正弦波を線返し与えることで、模型の破壊メカニズムを確認することを目的としている。周期 2 秒でレベル 1 地震動の加速度 200gal の正弦波を地震波形とし 20 波を与えた。実験結果は、ケーソンの水平変位と鉛直変位がそれぞれ 5.5cm、-3.4cm、矢板の海側、埋立方向への変位がそれぞれ -0.7cm、-0.2cm となり、ケース 1 と同程度の変位量であり、遮水矢板および遮水矢板にはさまれた遮水地盤材料に及ぼす影響は小さいと考えられる。

ケース 6 は、ケース 5 と同じで最大加速度の正弦波を繰返し与えることで、模型の破壊メカニズムを確認することを目的としている。周期 2 秒でレベル 2 地震動の加速度 500gal の正弦波 20 波を与えた。ケーソンの水平変位と鉛直変位はそれぞれ 366.8cm と -457.9cm であり、遮水矢板の海側、埋立方向への変位がそれぞれ -67.5cm、-70.0cm であった。図-3.5.21 に示すように、護岸の模型は大きく変形しており、遮水矢板および遮水矢板にはさまれた遮水地盤材料にも大きな変形が発生した。

図-3.5.18 ケース3の実験結果のまとめ

図-3.5.19 ケース4の実験結果のまとめ