kNkN kN

X m

Y m

Mx kN m

My kN m

Ph Pv Pv Pv

Ph

Pv

Ph

Ph

Pv

Pv

Ph w Ph

Pv w

kN m kN m

Ph w Pv w

kN m kN m Pv Ph Ph

kN m

kNkN kN

X m

Y m

Mx kN m

My kN m

Ph Pv Pv Pv

Ph

Pv

Ph Ph

Pv

Pv

Ph w Ph

Pv w

kN m kN m

Ph w Pv

w

kN m kN m

Pv Ph Ph kN m

207

改 定 現 行 備 考

番号注） 計算式 荷重

(kN)

荷重 アーム長 モーメント

鉛直

(kN) 水平

(kN) ΔX (m)

ΔY (m)

Mx (kN・m)

My (kN・m)

静水圧

水重及び

① 2.940×1.600 4.704 －4.704 0.800 －3.763

② 1/2×15.680×1.600 12.544 －12.544 0.533 －6.686

③ 1/2×18.620×1.900 17.689 17.689 0.633 11.197

④ 8.820×2.500 22.050 22.050 2.750 60.638

小計 22.050 0.441 60.638 0.748

揚圧力

⑤ 1/2×18.620×4.590 42.733 －42.733 1.530 －65.381

⑥ 1/2×18.620×4.590 42.733 －42.733 3.060 －130.763

小計 －85.466 － －196.144 －

合計 －63.416 0.441 －135.506 0.748

注) 番号①～⑥は、上図中の番号と一致

(3) 緊急放流時

壁面に作用する水圧（Ph）及び底面に作用する揚圧力（Pv）は、それぞれ次のとおりである。

原点 ①

③ ④

② 1600

1100

4590

Ph1 Pv1

Ph2

Pv2

Ph1 ＝ Pv1

＝ w × 1.100 ＝ 9.8 × 1.100 ＝ 10.780 kN/m2

Ph2 ＝ Pv2 ＝ w × 1.600 ＝ 9.8 × 1.600 ＝ 15.680 kN/m2

番号注） 計算式 荷重

(kN)

荷重 アーム長 モーメント

鉛直

(kN)

水平

(kN)

ΔX (m)

ΔY (m)

Mx (kN・m)

My (kN・m)

静水圧

水重及び

① 2.940×1.600 4.704 －4.704 0.800 －3.763

② 1/2×15.680×1.600 12.544 －12.544 0.533 －6.686

③ 1/2×18.620×1.900 17.689 17.689 0.633 11.197

④ 8.820×2.500 22.050 22.050 2.750 60.638

小計 22.050 0.441 60.638 0.748

揚圧力

⑤ 1/2×18.620×4.590 42.733 －42.733 1.530 －65.381

⑥ 1/2×18.620×4.590 42.733 －42.733 3.060 －130.763

小計 －85.466 － －196.144 －

合計 －63.416 0.441 －135.506 0.748

注) 番号①～⑥は、上図中の番号と一致

(3) 緊急放流時

壁面に作用する水圧（Ph）及び底面に作用する揚圧力（Pv）は、それぞれ次のとおりである。

原点 ①

③ ④

② 1600

1100

4590

Ph1Pv1

Ph2

Pv2

Ph1 ＝ Pv1

＝ w × 1.100 ＝ 9.8 × 1.100 ＝ 10.780 kN/m2

Ph2 ＝ Pv2 ＝ w × 1.600 ＝ 9.8 × 1.600 ＝ 15.680 kN/m2

208

改 定 現 行 備 考

番号注) 計算式 荷重

(kN)

荷重 アーム長 モーメント

鉛直

(kN) 水平

(kN) X (m)

Y (m)

Mx (kN・m)

My (kN・m)

静水圧

① 1/2×10.780×1.100 5.929 －5.929 0.367 －2.176

② 1/2×15.680×1.600 12.544 12.544 0.533 6.686

小計 0.000 6.615 0.000 4.510

揚圧力

③ 1/2×10.780×4.590 24.740 －24.740 1.530 －37.852

④ 1/2×15.680×4.590 35.986 －35.986 3.060 －110.117

小計 －60.726 － －147.969 －

合計 －60.726 6.615 －147.969 4.510

注) 番号①～④は、上図中の番号と一致。

7.2.4 動水圧

地震時常時満水時においては貯水池側に動水圧が作用する。

1100

500

原点

yd Pd

動水圧は、下式により求める。

Pd ＝ 12

7 w ・ kh ・ h2

yd ＝ 5

2 h

よって、

Pd ＝ 12

7× 9.8 × 0.15× 0.5002

＝ 0.214 kN

yd ＝ 5

2× 0.500

＝ 0.200 m 作用位置 y y ＝ yd ＋ 1.100 ＝ 0.200＋1.100 ＝ 1.300 m

番号注) 計算式 荷重

(kN)

荷重 アーム長 モーメント

鉛直

(kN)

水平

(kN)

X (m)

Y (m)

Mx (kN・m)

My (kN・m)

静水圧

① 1/2×10.780×1.100 5.929 －5.929 0.367 －2.176

② 1/2×15.680×1.600 12.544 12.544 0.533 6.686

小計 0.000 6.615 0.000 4.510

揚圧力

③ 1/2×10.780×4.590 24.740 －24.740 1.530 －37.852

④ 1/2×15.680×4.590 35.986 －35.986 3.060 －110.117

小計 －60.726 － －147.969 －

合計 －60.726 6.615 －147.969 4.510

注) 番号①～④は、上図中の番号と一致。

7.2.4 動水圧

地震時常時満水時においては貯水池側に動水圧が作用する。

1100

500

原点

yd

Pd

動水圧は、下式により求める。

Pd ＝ 12

7 w ・ kh ・ h2

yd ＝ 5

2 h

よって、

Pd ＝ 12

7× 9.8 × 0.15× 0.5002

＝ 0.214 kN

yd ＝ 5

2× 0.500

＝ 0.200 m 作用位置 y y ＝ yd ＋ 1.100 ＝ 0.200＋1.100 ＝ 1.300 m

209

改 定 現 行 備 考 モーメント My My ＝ Pd・y ＝ 0.214×1.300 ＝ 0.278 kN・m 7.2.5 貯水池側反力

貯水池側に生じる反力は、地山側の主働土圧から底面の摩擦力を減じてかつ残った水平力に対して生じる

もので、受働土圧の範囲以内である。

(1) 常時満水時

区 分

外 力

V (kN)

H (kN)

自 重 118.139 －

地山側主働土圧及び載荷重 16.988 22.652

水重及び静水圧 0.000 0.000

揚圧力 －71.972 －

合 計 63.155 22.652

反力は、下式から算出する。

P ＝ Fs・H －V・f ここに、P ：反力（kN） Fs ：安全率、1.5（常時） H ：全水平力（kN） V ：全鉛直力（kN） f ：底面と基礎地盤の摩擦係数、0.577 P ＝ 1.5 × 22.652 － 63.155 × 0.577 ＝ －2.462 kN したがって、地山側の主働土圧から底面の摩擦力を減じると水平力が残らないため、貯水池側に反力は生

じない。 (2) 設計洪水時

区 分

外 力

V (kN)

H (kN)

自 重 118.139 －

地山側主働土圧及び載荷重 14.178 18.903

水重及び静水圧 22.050 0.441

揚圧力 －85.466 0.000

合 計 68.901 19.344

モーメント My My ＝ Pd・y ＝ 0.214×1.300 ＝ 0.278 kN・m 7.2.5 貯水池側反力

貯水池側に生じる反力は、地山側の主働土圧から底面の摩擦力を減じてかつ残った水平力に対して生じる

もので、受働土圧の範囲以内である。

(1) 常時満水時

区 分

外 力

V (kN)

H (kN)

自 重 118.139 －

地山側主働土圧及び載荷重 16.988 22.652

水重及び静水圧 0.000 0.000

揚圧力 －71.972 －

合 計 63.155 22.652

反力は、下式から算出する。

P ＝ Fs・H －�V・f ここに、P ：反力（kN） Fs ：安全率、1.5（常時） H ：全水平力（kN） V ：全鉛直力（kN） f ：底面と基礎地盤の摩擦係数、0.577 P ＝ 1.5 × 22.652 － 63.155 × 0.577 ＝ －2.462 kN

したがって、地山側の主働土圧から底面の摩擦力を減じると水平力が残らないため、貯水池側に反力は生

じない。 (2) 設計洪水時

区 分

外 力

V (kN)

H (kN)

自 重 118.139 －

地山側主働土圧及び載荷重 14.178 18.903

水重及び静水圧 22.050 0.441

揚圧力 －85.466 0.000

合 計 68.901 19.344

210

改 定 現 行 備 考 P ＝ Fs・H －V・f ＝ 1.5 × 19.344 － 68.901 × 0.577 ＝ －10.740 kN

したがって、地山側の主働土圧から底面の摩擦力を減じると水平力が残らないため、貯水池側に反力は

生じない。 (3) 緊急放流時

区 分

外 力

V (kN)

H (kN)

自 重 118.139 －

地山側主働土圧及び載荷重 16.988 22.652

水重及び静水圧 0.000 6.615

揚圧力 －60.726 0.000

合 計 74.401 29.267

P ＝ Fs・H －V・f ＝ 1.5 × 29.267 － 74.401 × 0.577

＝ 0.971 kN 反力 P が受働土圧の範囲以内であることを確認する。

背面土砂の内部摩擦角 ＝ 30° 壁面摩擦角 L ＝ 20°（側壁の傾斜 n1＝0＜0.1 から L＝2/3 ） 仮想背面後の地表面が水平面となす角 i ＝ 0° 壁背面の傾斜角 L ＝ 90° 受働土圧係数

Kp ＝ 2

2

2

)＋(・)＋＋(

)－＋(・)＋(－1・)＋＋(・・

－＋(

ii

)

o

ooo

o

sinsinsinsin

sincossin

sin

ただし、＋i－ o ＜0 のとき sin(＋i－ o)＝0 とする。 o は地震合成角。 ∴ KpL ＝ 6.105

P ＝ Fs・H －V・f ＝ 1.5 × 19.344 － 68.901 × 0.577 ＝ －10.740 kN

したがって、地山側の主働土圧から底面の摩擦力を減じると水平力が残らないため、貯水池側に反力は

生じない。 (3) 緊急放流時

区 分

外 力

V (kN)

H (kN)

自 重 118.139 －

地山側主働土圧及び載荷重 16.988 22.652

水重及び静水圧 0.000 6.615

揚圧力 －60.726 0.000

合 計 74.401 29.267

P ＝ Fs・H －V・f ＝ 1.5 × 29.267 － 74.401 × 0.577

＝ 0.971 kN

反力 P が受働土圧の範囲以内であることを確認する。

背面土砂の内部摩擦角 ＝ 30° 壁面摩擦角 L ＝ 20°（側壁の傾斜 n1＝0＜0.1 から L＝2/3 ） 仮想背面後の地表面が水平面となす角 i ＝ 0° 壁背面の傾斜角 L ＝ 90° 受働土圧係数

Kp ＝ 2

2

2

)＋(・)＋＋(

)－＋(・)＋(－1・)＋＋(・・

－＋(

ii

)

o

ooo

o

sinsinsinsin

sincossin

sin

ただし、＋i－ o ＜0 のとき sin(＋i－ o)＝0 とする。 o は地震合成角。 ∴ KpL ＝ 6.105

211

改 定 現 行 備 考

原点

① 1100

Ph

Ph ＝ KpL × × 1.100 ＝ 6.105 × 10 × 1.100 ＝ 67.155 kN/m2

貯水池側の壁面に作用する荷重は、鉛直方向と水平方向に以下の係数で荷重を分ける。 鉛直方向 ＝ sin ( L＋ 90 － L ) ＝ sin (20 ＋ 90 － 90) ＝ 0.342

水平方向 ＝ cos(L ＋ 90 － L ) ＝ cos(20 ＋ 90 － 90) ＝ 0.940

番号 計算式 荷重

(kN)

荷重

鉛直

(kN) 水平

(kN)

① 1/2×67.155×1.100 36.935 12.632 －34.719

注) 番号①は、上図中の番号と一致。

反力 P ＝ 0.971 kN ≦ 受働土圧 ＝ 34.719 kN ···························· OK したがって、貯水池側に生じる反力は、P＝0.971 kN である。

y ＝ 3

1×1.100 ＝ 0.367 m

M y ＝ P・y ＝ 0.971×0.367 ＝ 0.356 kN･m

(4) 地震時常時満水時

区 分

外 力

V (kN)

H (kN)

自 重 118.139 17.722

地山側主働土圧及び載荷重 12.246 30.469

水重及び静水圧 0.000 0.000

揚圧力 －71.972 0.000

動水圧 0.000 0.214

合 計 58.413 48.405

原点

①1100

Ph

Ph ＝ KpL × × 1.100 ＝ 6.105 × 10 × 1.100 ＝ 67.155 kN/m2

貯水池側の壁面に作用する荷重は、鉛直方向と水平方向に以下の係数で荷重を分ける。 鉛直方向 ＝ sin ( L＋ 90 － L ) ＝ sin (20 ＋ 90 － 90) ＝ 0.342

水平方向 ＝ cos(L ＋ 90 － L ) ＝ cos(20 ＋ 90 － 90) ＝ 0.940

番号 計算式 荷重

(kN)

荷重

鉛直

(kN)

水平

(kN)

① 1/2×67.155×1.100 36.935 12.632 －34.719

注) 番号①は、上図中の番号と一致。

反力 P ＝ 0.971 kN ≦ 受働土圧 ＝ 34.719 kN ··························· OK したがって、貯水池側に生じる反力は、P＝0.971 kN である。

y ＝ 3

1×1.100 ＝ 0.367 m

M y ＝ P・y ＝ 0.971×0.367 ＝ 0.356 kN･m

(4) 地震時常時満水時

区 分

外 力

V (kN)

H (kN)

自 重 118.139 17.722

地山側主働土圧及び載荷重 12.246 30.469

水重及び静水圧 0.000 0.000

揚圧力 －71.972 0.000

動水圧 0.000 0.214

合 計 58.413 48.405

212

改 定 現 行 備 考 反力は、下式から算出する。

P ＝ Fs・H －V・f ここに、P ：反力（kN） Fs ：安全率、1.2（地震時） H ：全水平力（kN） V ：全鉛直力（kN） f ：底面と基礎地盤の摩擦係数、0.577 P ＝ 1.2 × 48.405 － 58.413 × 0.577 ＝ 24.382 kN

反力 P が、受働土圧の範囲以内であることを確認する。

設計水平震度 k h ＝ 0.15 背面土砂の内部摩擦角 ＝ 30° 壁面摩擦角 L ＝ 15°（＝1/2 ） 仮想背面後の地表面が水平面となす角 i ＝ 0° 壁背面の傾斜角 L ＝ 90° 地震合成角 o ＝ tan－1(k h)＝ 8.531° 受働土圧係数KpEL の算出式は、常時満水時と同様である。 KpEL ＝ 4.348

原点

① 1100

Ph

Ph ＝ KpEL × × 1.100 ＝ 4.348 × 10 × 1.100 ＝ 47.828 kN/m2

貯水池側の壁面に作用する荷重は、鉛直方向と水平方向に以下の係数で荷重を分ける。

鉛直方向 ＝ sin ( L＋ 90 － L ) ＝ sin (15 ＋ 90 － 90) ＝ 0.259

水平方向 ＝ cos(L ＋ 90 － L ) ＝ cos(15 ＋ 90 － 90) ＝ 0.966

番号注) 計算式 荷重

(kN)

荷重

鉛直

(kN) 水平

(kN)

① 1/2×47.828×1.100 26.305 6.813 －25.411

注) 番号①は、上図中の番号と一致。

反力は、下式から算出する。

P ＝ Fs・H －�V・f ここに、P ：反力（kN） Fs ：安全率、1.2（地震時） H ：全水平力（kN） V ：全鉛直力（kN） f ：底面と基礎地盤の摩擦係数、0.577 P ＝ 1.2 × 48.405 － 58.413 × 0.577 ＝ 24.382 kN

反力 P が、受働土圧の範囲以内であることを確認する。

設計水平震度 k h ＝ 0.15 背面土砂の内部摩擦角 ＝ 30° 壁面摩擦角 L ＝ 15°（＝1/2 ） 仮想背面後の地表面が水平面となす角 i ＝ 0° 壁背面の傾斜角 L ＝ 90° 地震合成角 o ＝ tan－1(k h)＝ 8.531° 受働土圧係数KpEL の算出式は、常時満水時と同様である。 KpEL ＝ 4.348

原点

①1100

Ph

Ph ＝ KpEL × × 1.100 ＝ 4.348 × 10 × 1.100 ＝ 47.828 kN/m2

貯水池側の壁面に作用する荷重は、鉛直方向と水平方向に以下の係数で荷重を分ける。

鉛直方向 ＝ sin ( L＋ 90 － L ) ＝ sin (15 ＋ 90 － 90) ＝ 0.259

水平方向 ＝ cos(L ＋ 90 － L ) ＝ cos(15 ＋ 90 － 90) ＝ 0.966

番号注) 計算式 荷重

(kN)

荷重

鉛直

(kN)

水平

(kN)

① 1/2×47.828×1.100 26.305 6.813 －25.411

注) 番号①は、上図中の番号と一致。

213

改 定 現 行 備 考

反力 P ＝ 24.382 kN ＜ 受働土圧 ＝ 25.411 kN ······················ OK したがって、貯水池側に生じる反力は、P ＝ 24.382 kN である。

y ＝ 3

1×1.100 ＝ 0.367 m

M y ＝ P・y ＝ 24.382×0.367 ＝ 8.948 kN･m

7.3. 安定計算

7.3.1 ケースⅠ（常時満水時）

(1) 外力の集計

区 分

外 力 モーメント

V (kN)

H (kN)

Mx (kN・m)

My (kN・m)

自 重 118.139 － 278.813 －

地山側主働土圧及び載荷重 16.988 22.652 77.975 25.288

水重及び静水圧 0.000 0.000 0.000 0.000

小 計 135.127 22.652 356.788 25.288

貯水池側反力 － 0.000 － 0.000

揚圧力 －71.972 － －165.176 －

合 計 63.155 22.652 191.612 25.288

(2) 安定計算検討

a. 滑動に対する検討

Fs ＝HΣ

BcVΣ ・＋・tan ≧ 1.5

＝22.652

4.590 063.155＋ 0.577

· ＝ 1.609 ≧ 1.5 ······························································· OK b. 地盤支持力に対する検討

d ＝ VΣ

MM yx －

＝ 135.127

－25.288356.788

＝ 2.453 m

e ＝ 2

B－ d

＝ 2

4.590－ 2.453

＝ －0.158 m ∴|e| ≦ B/6 ＝ 0.765m ····························································· OK

反力 P ＝ 24.382 kN ＜ 受働土圧 ＝ 25.411 kN ······················· OK したがって、貯水池側に生じる反力は、P ＝ 24.382 kN である。

y ＝ 3

1×1.100 ＝ 0.367 m

M y ＝ P・y ＝ 24.382×0.367 ＝ 8.948 kN･m

7.3. 安定計算

7.3.1 ケースⅠ（常時満水時）

(1) 外力の集計

区 分

外 力 モーメント

V (kN)

H (kN)

Mx (kN・m)

My (kN・m)

自 重 118.139 － 278.813 －

地山側主働土圧及び載荷重 16.988 22.652 77.975 25.288

水重及び静水圧 0.000 0.000 0.000 0.000

小 計 135.127 22.652 356.788 25.288

貯水池側反力 － 0.000 － 0.000

揚圧力 －71.972 － －165.176 －

合 計 63.155 22.652 191.612 25.288

(2) 安定計算検討

a. 滑動に対する検討

Fs ＝HΣ

BcVΣ ・＋・tan ≧ 1.5

＝22.652

4.590 063.155＋ 0.577

· ＝ 1.609 ≧ 1.5 ······························································· OK b. 地盤支持力に対する検討

d ＝ VΣ

MM yx －

＝ 135.127

－25.288356.788

＝ 2.453 m

e ＝ 2

B－ d

＝ 2

4.590－ 2.453

＝ －0.158 m ∴|e| ≦ B/6 ＝ 0.765m ···························································· OK

214

改 定 現 行 備 考

＝ VΣ

・

Be6

1

＝ 4.590

135.127×

4.590

）－(　 6 1

0.158

＝ ≦ 200 kN/m2 ·············································· OK

7.3.2 ケースⅡ（設計洪水時） (1) 外力の集計

区 分 外 力 モーメント

V (kN)

H (kN)

Mx (kN・m)

My (kN・m)

自 重 118.139 － 278.813 －

地山側主働土圧及び載荷重 14.178 18.903 65.078 20.407

水重及び静水圧 22.050 0.441 60.638 0.748

小 計 154.367 19.344 404.529 21.155

貯水池側反力 － 0.000 － 0.000

揚圧力 －85.466 － －196.144 －

合 計 68.901 19.344 208.385 21.155

(2) 安定計算検討 a. 滑動に対する検討

Fs ＝ HΣ

BcVΣ ・＋・tan≧ 1.5

＝ 19.344

4.590 0＋68.901 0.577

＝ 2.055 ≧ 1.5 ································································· OK

b. 地盤支持力に対する検討

d ＝ VΣ

MM yx －

＝ 154.367

21.155－404.529

＝ 2.484 m

e ＝ 2

B－ d

＝ 2

4.590－ 2.484

＝ －0.189 m ∴|e| ≦ B/6 ＝ 0.765m ····························································· OK

＝ VΣ

・

Be6

1

＝ 4.590

135.127×

4.590

）－(　 6 1

0.158

＝ ≦ 200 kN/m2 ·············································· OK

7.3.2 ケースⅡ（設計洪水時） (1) 外力の集計

区 分 外 力 モーメント

V (kN)

H (kN)

Mx (kN・m)

My (kN・m)

自 重 118.139 － 278.813 －

地山側主働土圧及び載荷重 14.178 18.903 65.078 20.407

水重及び静水圧 22.050 0.441 60.638 0.748

小 計 154.367 19.344 404.529 21.155

貯水池側反力 － 0.000 － 0.000

揚圧力 －85.466 － －196.144 －

合 計 68.901 19.344 208.385 21.155

(2) 安定計算検討 a. 滑動に対する検討

Fs ＝ HΣ

BcVΣ ・＋・tan≧ 1.5

＝ 19.344

4.590 0＋68.901 0.577

＝ 2.055 ≧ 1.5 ································································ OK

b. 地盤支持力に対する検討

d ＝ VΣ

MM yx －

＝ 154.367

21.155－404.529

＝ 2.484 m

e ＝ 2

B－ d

＝ 2

4.590－ 2.484

＝ －0.189 m ∴|e| ≦ B/6 ＝ 0.765m ···························································· OK

23.359 kN/m2

35.520 kN/m2

23.359 kN/m2

35.520 kN/m2

215

改 定 現 行 備 考

＝ ΣV

・

Be6

1

＝ 4.590

154.367×

4.590

）－(　 6 1

0.189

＝ ≦ 200 kN/m2 ·············································· OK

7.3.3 ケースⅢ（緊急放流時） (1) 外力の集計

区 分 外 力 モーメント

V (kN)

H (kN)

Mx (kN・m)

My (kN・m)

自 重 118.139 － 278.813 －

地山側主働土圧及び載荷重 16.988 22.652 77.975 25.288

水重及び静水圧 0.000 6.615 0.000 4.510

小 計 135.127 29.267 356.788 29.798

貯水池側反力 － －0.971 － －0.356

揚圧力 －60.726 － －147.969 －

合 計 74.401 28.296 208.819 29.442

(2) 安定計算検討

貯水池側に安全率 Fs＝1.5を満足する反力（P＝0.971kN）が生じるため、抵抗力の最大である受働土圧（Ph

＝34.719 kN）により、滑動安全率を算定する。

a. 滑動に対する検討

Fs ＝ HΣ

BcPVΣ h ・＋＋・tan≧ 1.5

＝ 29.267

4.590 0719＋74.401＋34. 0.577

＝ 2.653 ≧ 1.5 ······························································· OK b. 地盤支持力に対する検討

d ＝ V

MM yx

－

＝ 135.127

－29.442356.788

＝ 2.423m

e ＝ 2

B－ d

＝ 2

4.590－ 2.423

＝ －0.128 m

＝ ΣV

・

Be6

1

＝ 4.590

154.367×

4.590

）－(　 6 1

0.189

＝ ≦ 200 kN/m2 ·············································· OK

7.3.3 ケースⅢ（緊急放流時） (1) 外力の集計

区 分 外 力 モーメント

V (kN)

H (kN)

Mx (kN・m)

My (kN・m)

自 重 118.139 － 278.813 －

地山側主働土圧及び載荷重 16.988 22.652 77.975 25.288

水重及び静水圧 0.000 6.615 0.000 4.510

小 計 135.127 29.267 356.788 29.798

貯水池側反力 － －0.971 － －0.356

揚圧力 －60.726 － －147.969 －

合 計 74.401 28.296 208.819 29.442

(2) 安定計算検討

貯水池側に安全率 Fs＝1.5を満足する反力（P＝0.971kN）が生じるため、抵抗力の最大である受働土圧（Ph

＝34.719 kN）により、滑動安全率を算定する。

a. 滑動に対する検討

Fs ＝ HΣ

BcPVΣ h ・＋＋・tan≧ 1.5

＝ 29.267

4.590 0719＋74.401＋34. 0.577

＝ 2.653 ≧ 1.5 ······························································· OK b. 地盤支持力に対する検討

d ＝ V

MM yx

－

＝ 135.127

－29.442356.788

＝ 2.423m

e ＝ 2

B－ d

＝ 2

4.590－ 2.423

＝ －0.128 m

25.322 kN/m2

41.940 kN/m2

25.322 kN/m2

41.940 kN/m2

216

改 定 現 行 備 考 ∴|e| ≦ B/6 ＝ 0.765m ····························································· OK

＝ ΒΣV

・

Be6

1

＝ 4.590

135.127×

4.590

0.128）（－61

＝ ≦ 200 kN/m2 ············································ OK

7.3.4 ケースⅣ（地震時常時満水時） (1) 外力の集計

区 分

外 力 モーメント

V (kN)

H (kN)

Mx (kN・m)

My (kN・m)

自 重 118.139 17.722 278.813 13.327

地山側主働土圧及び載荷重 12.246 30.469 56.209 32.528

水重及び静水圧 0.000 0.000 0.000 0.000

動水圧 － 0.214 － 0.278

小 計 130.385 48.405 335.022 46.133

貯水池側反力 － －24.382 － －8.948

揚圧力 －71.972 － －165.176 －

合 計 58.413 24.023 169.846 37.185

(2) 安定計算検討 貯水池側に安全率Fs＝1.2を満足する反力（P＝24.382kN）が生じるため、抵抗力の最大である受働土圧

（Ph＝25.411 kN）により、滑動安全率を算定する。 a. 滑動に対する検討

Fs ＝ HΣ

BcPVΣ h ・＋＋・tan≧ 1.2

＝48.405

4.590 0＋25.411＋58.413 0.577

＝ 1.221 ≧ 1.2 ····································································· OK b. 地盤支持力に対する検討

d ＝ VΣ

MM yx －

＝ 130.385

－37.185335.022

＝ 2.284 m

e ＝ 2

B－ d

＝ 2

4.590－ 2.284

＝ 0.011 m

∴|e| ≦ B/6 ＝ 0.765m ···························································· OK

＝ ΒΣV

・

Be6

1

＝ 4.590

135.127×

4.590

0.128）（－61

＝ ≦ 200 kN/m2 ··········································· OK

7.3.4 ケースⅣ（地震時常時満水時） (1) 外力の集計

区 分

外 力 モーメント

V (kN)

H (kN)

Mx (kN・m)

My (kN・m)

自 重 118.139 17.722 278.813 13.327

地山側主働土圧及び載荷重 12.246 30.469 56.209 32.528

水重及び静水圧 0.000 0.000 0.000 0.000

動水圧 － 0.214 － 0.278

小 計 130.385 48.405 335.022 46.133

貯水池側反力 － －24.382 － －8.948

揚圧力 －71.972 － －165.176 －

合 計 58.413 24.023 169.846 37.185

(2) 安定計算検討 貯水池側に安全率 Fs＝1.2 を満足する反力（P＝24.382kN）が生じるため、抵抗力の最大である受働土

圧（Ph＝25.411 kN）により、滑動安全率を算定する。 a. 滑動に対する検討

Fs ＝ HΣ

BcPVΣ h ・＋＋・tan≧ 1.2

＝48.405

4.590 0＋25.411＋58.413 0.577

＝ 1.221 ≧ 1.2 ···································································· OK b. 地盤支持力に対する検討

d ＝ VΣ

MM yx －

＝ 130.385

－37.185335.022

＝ 2.284 m

e ＝ 2

B－ d

＝ 2

4.590－ 2.284

＝ 0.011 m

24.514 kN/m2

34.365 kN/m2 24.514 kN/m2

34.365 kN/m2

217

改 定 現 行 備 考 ∴| e| ≦ B/6 ＝ 0.765m ····························································· OK

＝ VΣ

・

Be6

1

＝ 4.590

130.385×

4.590

0.011)－( 61

＝ ≦ 300 kN/m2 ··············································· OK

7.4. 部材設計における土圧の考え方 部材設計における地山側の側壁に作用する土圧は、主働土圧（地震時は地震時主働土圧）とする。 また、貯水池側の側壁に作用する土圧は、貯水池側の反力が貯水池側の主働土圧より小さければ主働土圧

とし、反力の方が大きければ、受働土圧の範囲以内の反力とするが、設計時点では左右の部材厚及び配筋量

が大きく変わらないよう注意する。

偏土圧の生じる安定計算及び部材設計の土圧の考え方

区分 計算ケース 地 山 側 貯 水 池 側 備 考

安

定

計

算

常 時 主 働 土 圧 反 力

（受働土圧の範囲以内）

P＝Fs・ΣH－ΣV・f ただし、0＜P≦Ph

ここに、

P ：貯水池側反力

Fs ：安全率

常 時：1.5

地震時：1.2

ΣH ：地山側全水平力

ΣV ：全鉛直力

F ：底面と基礎地盤の

摩擦係数（＝tan ）

Ph ：貯水池側受働土圧

地震時 地震時主働土圧 反 力

（受働土圧の範囲以内）

部

材

設

計

常 時 主 働 土 圧

主働土圧と反力

（受働土圧の範囲以内）

の大なる方

∴| e| ≦ B/6 ＝ 0.765m ···························································· OK

＝ VΣ

・

Be6

1

＝ 4.590

130.385×

4.590

0.011)－( 61

＝ ≦ 300 kN/m2 ············································· OK

7.4. 部材設計における土圧の考え方 部材設計における地山側の側壁に作用する土圧は、主働土圧（地震時は地震時主働土圧）とする。 また、貯水池側の側壁に作用する土圧は、貯水池側の反力が貯水池側の主働土圧より小さければ主働土圧

とし、反力の方が大きければ、受働土圧の範囲以内の反力とするが、設計時点では左右の部材厚及び配筋量

が大きく変わらないよう注意する。

偏土圧の生じる安定計算及び部材設計の土圧の考え方

区分 計算ケース 地 山 側 貯 水 池 側 備 考

安

定

計

算

常 時 主 働 土 圧反 力

（受働土圧の範囲以内）

P＝Fs・ΣH－ΣV・f ただし、0＜P≦Ph

ここに、

P ：貯水池側反力

Fs ：安全率

常 時：1.5

地震時：1.2

ΣH ：地山側全水平力

ΣV ：全鉛直力

F ：底面と基礎地盤の

摩擦係数（＝tan ）

Ph ：貯水池側受働土圧

地震時 地震時主働土圧反 力

（受働土圧の範囲以内）

部

材

設

計

常 時 主 働 土 圧

主働土圧と反力

（受働土圧の範囲以内）

の大なる方

28.815 kN/m2

27.998 kN/m2

q1

q2

28.815 kN/m2

27.998 kN/m2

q1

q2

218

改 定 現 行 備 考

8. 緊急放流施設の設計例 8.1. 設計条件

緊急放流孔と斜樋の最上部取水孔とを兼ねる構造を検討する。

設計諸元は、下記のとおりとする。

(1) ため池諸元

満水面積 3,500 m2

貯水深 6.5 m

常時満水位(FWL) 10.0 m

上流法勾配 1：n1 1：2.0

(2) 取水施設としての諸元

a. 斜樋最上部取水孔

必要取水量 Q1：0.060 m3/s 取水孔の FWL からの水深 H1：2.5 m

取水孔径 D1：150 mm

b. 底 樋

底樋管の管径 ：600 mm

底樋管の勾配 I1：1/250

8.2. 緊急放流量(Q 2 )の算出

緊急降下水位は、(常時満水位－2.0 m)と{常時満水位－(貯水深×1/3)}を比較し、高い水位とする。

常時満水位－2.0 m ＝ 10.0－2.0

＝ 8.0 m ·································································· ①

常時満水位－(貯水深×1/3) ＝10.0－(6.5/3)

＝ 7.8 m ·································································· ②

①＞②であり、緊急降下水位は 8.0 m となる。

よって、1 日で水位を常時満水位から 2.0 m 下げるのに必要となる放流量は、以下のようになる。

(この計算例では池内斜面勾配を考慮せず、満水面積に降下水深を乗じて放流量を算出する。よって、正確

な量とはならないが、安全側の扱いとする。)

Q 2 ＝ 3,500×2.0/(24×60×60)

＝ 0.081 m3/s

8.3. 緊急放流孔径の算出

緊急放流孔径は、参式(8.3.1)から算出する。

/ 　2・2

＝HgC

AQ

··································································· 参式(8.3.1)

8. 緊急放流施設の設計例 8.1. 設計条件

緊急放流孔と斜樋の最上部取水孔とを兼ねる構造を検討する。

設計諸元は、下記のとおりとする。

(1) ため池諸元

満水面積 3,500 m2

貯水深 6.5 m

常時満水位(FWL) 10.0 m

上流法勾配 1：n1 1：2.0

(2) 取水施設としての諸元

a. 斜樋最上部取水孔

必要取水量 Q1：0.060 m3/s 取水孔の FWL からの水深 H1：2.5 m

取水孔径 D1：150 mm

b. 底 樋

底樋管の管径 ：600 mm

底樋管の勾配 I1：1/250

8.2. 緊急放流量(Q 2 )の算出

緊急降下水位は、(常時満水位－2.0 m)と{常時満水位－(貯水深×1/3)}を比較し、高い水位とする。

常時満水位－2.0 m ＝ 10.0－2.0

＝ 8.0 m ································································· ①

常時満水位－(貯水深×1/3) ＝10.0－(6.5/3)

＝ 7.8 m ································································· ②

①＞②であり、緊急降下水位は 8.0 m となる。

よって、1 日で水位を常時満水位から 2.0 m 下げるのに必要となる放流量は、以下のようになる。

(この計算例では池内斜面勾配を考慮せず、満水面積に降下水深を乗じて放流量を算出する。よって、正確

な量とはならないが、安全側の扱いとする。)

Q 2 ＝ 3,500×2.0/(24×60×60)

＝ 0.081 m3/s

8.3. 緊急放流孔径の算出

緊急放流孔径は、参式(8.3.1)から算出する。

/ 2・2

＝HgC

AQ

·································································· 参式(8.3.1)

参考資料

FWL

H1＝2.5m

1:2. 0

参考資料

FWL

H1＝2.5m

1:2. 0

219

改 定 現 行 備 考 ここで、 A ：孔断面積 (m2

)

Q ：放流量 (m3/s) ＝Q 2＝ 0.081 m3/s C ：流量係数 (普通 0.62)

g ：重力加速度 (＝ 9.8 m/s2) H ：孔中心までの水深 (m) ＝Hd＋H＋h Hd ：緊急降下水深 (m)

H ：水没深 max (2D or 0.3 m)

D ：放流孔径 (m)

h ：孔上端から中心までの水深 (m)

(1) 取水孔の放流能力検討

取水孔( D1 ＝150 mm)で緊急放流が可能か確認する。

Hd ＝ 2.0 m

Hα ＝ 2×0.15

＝ 0.3 m ≦ 0.3 m

孔上端から中心までの水深を算出するための比率

0.447＝2.0＋11＝＋11 221 /n/

h ＝(0.15/2)×0.447

＝ 0.03 m

∴ H ＝ 2.0 ＋ 0.3 ＋ 0.03

＝ 2.33 m ≦ H1＝ 2.5 m

よって、放流孔位置の条件を満たしているものとし、H ＝ H1 ＝ 2.5 m で計算を行う。

(算定した放流孔位置が、取水孔位置より下となる場合は、取水孔位置を移動するか、取水孔とは別途

に放流孔を設ける計画とする。また、算定した放流孔位置が取水孔位置より上の場合でも、その高低差が

大きい場合は上記同様の対処とする。)

(2.5/2)9.82　0.62

0.081＝

A

＝ 0.026 m2

取水孔の断面積

0.152× /4 ＝ 0.018 m2

結果、計算された孔断面積より取水孔断面積が小さいので兼用はできない。

(2) 放流孔径の算定

D ＝ 200 mm と仮定する。

Hd ＝ 2.0 m

H ＝ 2×0.20

＝ 0.4 m ＞ 0.3 m

h ＝(0.20/2)×0.447

＝ 0.04 m

∴ H ＝ 2.0＋0.4＋0.04

＝ 2.44 m ≦ H1 ＝ 2.5 m

ここで、 A：孔断面積 (m2 )

Q ：放流量 (m3/s) ＝Q 2＝ 0.081 m3/s C ：流量係数 (普通 0.62)

g ：重力加速度 (＝ 9.8 m/s2) H ：孔中心までの水深 (m) ＝Hd＋H＋h Hd ：緊急降下水深 (m)

H ：水没深 max (2D or 0.3 m)

D ：放流孔径 (m)

h ：孔上端から中心までの水深 (m)

(1) 取水孔の放流能力検討

取水孔( D1 ＝150 mm)で緊急放流が可能か確認する。

Hd ＝ 2.0 m

Hα ＝ 2×0.15

＝ 0.3 m ≦ 0.3 m

孔上端から中心までの水深を算出するための比率

0.447＝2.0＋11＝＋11 221 /n/

h ＝(0.15/2)×0.447

＝ 0.03 m

∴ H ＝ 2.0 ＋ 0.3 ＋ 0.03

＝ 2.33 m ≦ H1＝ 2.5 m

よって、放流孔位置の条件を満たしているものとし、H ＝ H1 ＝ 2.5 m で計算を行う。

(算定した放流孔位置が、取水孔位置より下となる場合は、取水孔位置を移動するか、取水孔とは別途

に放流孔を設ける計画とする。また、算定した放流孔位置が取水孔位置より上の場合でも、その高低差が

大きい場合は上記同様の対処とする。)

(2.5/2)9.82　0.62

0.081＝

A

＝ 0.026 m2

取水孔の断面積

0.152× /4 ＝ 0.018 m2

結果、計算された孔断面積より取水孔断面積が小さいので兼用はできない。

(2) 放流孔径の算定

D ＝ 200 mm と仮定する。

Hd ＝ 2.0 m

H ＝ 2×0.20

＝ 0.4 m ＞ 0.3 m

h ＝(0.20/2)×0.447

＝ 0.04 m

∴ H ＝ 2.0＋0.4＋0.04

＝ 2.44 m ≦ H1 ＝ 2.5 m

220

改 定 現 行 備 考 よって、放流孔位置の条件を満たしているものとし、H ＝ H1 ＝ 2.5 m で計算を行う。

(2.5/2)9.82　0.62

0.081

＝A

＝ 0.026 m2

D ＝ 200 mm の断面積

0.202×/4＝ 0.031 m2

結果、計算された孔断面積より大きいので、放流孔径は D ＝ 200 mm とする。

8.4. 斜樋管径の算定

斜樋管径は取水施設として必要な斜樋管径と、参式(8.4.1)で求められる緊急放流時の最大放流量 Q max

(m3/s)を流し得る管径とを比較し、大なる方を採用する。

HgCA ・2・＝maxQ ································································· 参式(8.4.1)

ここで、各記号は参式(8.3.1)に示すとおりである。

(1) 取水施設として必要な斜樋管径

取水孔（D1 ＝ 150 mm）に対し、取水施設として必要な斜樋管径は、参表-8.4.1 から求められる。

参表-8.4.1 取水孔径と斜樋管径（標準）

取水孔径(mm) 100 125 150 200 250 300

斜樋管径(mm) 200 200 250 300 400 500

よって、このときの斜樋管径は、 250 mm ································································ ③

(2) 緊急放流時の最大放流量を流し得る斜樋管径

Qmax ＝0.031×0.62× 2.5　9.8　2

＝0.135 m3/s 斜樋管の流下能力は、参式(8.4.2)により算出する。

Q ＝ (1/n)・R

2/3・I

1/2・A ···························································· 参式(8.4.2)

ここで、 Q ：流量 (m3/s) n ：粗度係数 (0.013)

R ：径深 (m)

I ：勾配 (1/2.0＝ 0.5)

A ：流積 (m2 )

管径ごとに最大通水量（h ＝ 0.938 D）を計算すると、参表-8.4.2 のとおりとなる。

よって、放流孔位置の条件を満たしているものとし、H ＝ H1 ＝ 2.5 m で計算を行う。

(2.5/2)9.82　0.62

0.081

＝A

＝ 0.026 m2

D ＝ 200 mm の断面積

0.202×/4＝ 0.031 m2

結果、計算された孔断面積より大きいので、放流孔径は D ＝ 200 mm とする。

8.4. 斜樋管径の算定

斜樋管径は取水施設として必要な斜樋管径と、参式(8.4.1)で求められる緊急放流時の最大放流量 Q max

(m3/s)を流し得る管径とを比較し、大なる方を採用する。

HgCA ・2・＝maxQ ································································· 参式(8.4.1)

ここで、各記号は参式(8.3.1)に示すとおりである。

(1) 取水施設として必要な斜樋管径

取水孔（D1 ＝ 150 mm）に対し、取水施設として必要な斜樋管径は、参表-8.4.1 から求められる。

参表-8.4.1 取水孔径と斜樋管径（標準）

取水孔径(mm) 100 125 150 200 250 300

斜樋管径(mm) 200 200 250 300 400 500

よって、このときの斜樋管径は、 250 mm ······························································· ③

(2) 緊急放流時の最大放流量を流し得る斜樋管径

Qmax ＝0.031×0.62× 2.5　9.8　2

＝0.135 m3/s 斜樋管の流下能力は、参式(8.4.2)により算出する。

Q ＝ (1/n)・R

2/3・I

1/2・A ···························································· 参式(8.4.2)

ここで、 Q ：流量 (m3/s) n ：粗度係数 (0.013)

R ：径深 (m)

I ：勾配 (1/2.0＝ 0.5)

A ：流積 (m2 )

管径ごとに最大通水量（h ＝ 0.938 D）を計算すると、参表-8.4.2 のとおりとなる。

D h

D h

221

改 定 現 行 備 考

参表-8.4.2 水理諸元一覧

管径

(mm)

水深 h

(m)

流積 A

(m2)

径深 R

(m)

流量Q

(m3/s)

150 0.141 0.017 0.043 0.113

200 0.188 0.031 0.058 0.253

250 0.235 0.048 0.072 0.452

300 0.281 0.069 0.087 0.737

400 0.375 0.122 0.116 1.578

500 0.469 0.191 0.145 2.867

よって上表から、Q max を流し得る斜樋管径は、 200 mm ················································ ④

(3) 斜樋管径の決定

③＞④から、斜樋管径は 250 mm となる。

8.5. 底樋管の流下能力確認

参式(8.4.2)を使用し、底樋管（ 600 mm）が緊急放流時の最大放流量 Q max を流し得るかを確認する。

h＝0.938・D のときの A、R は、本指針表-3.5.5から下記のようになる。

A ＝ 0.275 m2

R ＝ 0.174 m

I ＝ I1 ＝ 1/250 ＝ 0.004

∴Q ＝(1/0.013)×0.1742/3×0.0041/2×0.275

＝ 0.417 m3/s ＞Qmax＝0.135 m3/s ゆえに OK

参表-8.4.2 水理諸元一覧

管径

(mm)

水深 h

(m)

流積 A

(m2)

径深 R

(m)

流量Q

(m3/s)

150 0.141 0.017 0.043 0.113

200 0.188 0.031 0.058 0.253

250 0.235 0.048 0.072 0.452

300 0.281 0.069 0.087 0.737

400 0.375 0.122 0.116 1.578

500 0.469 0.191 0.145 2.867

よって上表から、Q max を流し得る斜樋管径は、 200 mm ··············································· ④

(3) 斜樋管径の決定

③＞④から、斜樋管径は 250 mm となる。

8.5. 底樋管の流下能力確認

参式(8.4.2)を使用し、底樋管（ 600 mm）が緊急放流時の最大放流量 Q max を流し得るかを確認する。

h＝0.938・D のときの A、R は、本指針表-3.5.5から下記のようになる。

A ＝ 0.275 m2

R ＝ 0.174 m

I ＝ I1 ＝ 1/250 ＝ 0.004

∴Q ＝(1/0.013)×0.1742/3×0.0041/2×0.275

＝ 0.417 m3/s ＞Qmax＝0.135 m3/s ゆえに OK

222

改 定 現 行 備 考

9. コスト縮減に向けた取組み及び新技術 9.1. ため池改修工事の効率化

｢固化処理したため池底泥土による破砕・転圧盛土工法｣は、ため池に堆積した泥土に｢セメント系固化材｣

を添加・混合し固化処理を行った後いったん破砕し、これを堤体盛土材、補強の盛土材等として有効活用す

る工法である。底泥土の運搬費、盛土材の購入コストが削減できる効果がある。 また、固化処理土は、ため池堤体盛土材料はもとより、ため池周辺の農道整備等の路盤・路床材にも適用

される。

◎変形性の改良 （初期固化土⇒砕・転圧土

一定期間( ts ) 養生

運土 (盛土位置まで)

固化処理 (初期固化土)

掘削 (砕土)

撤出し・転圧 (砕・転化土)

底泥土浚渫

ため池 現況堤体

基盤

堤体盛土材 （変形性の確認が重要）

底泥土

1.堤体盛土材

①堤体かさ上げ②遮水性ゾーン

③腹付け盛土

④路床・路盤材2.道路盛土材

現況堤体 基盤

基盤

新堤

新堤

舗装

基盤

現況堤体

参図-9.1.1 泥土固化処理土の有効活用 参図-9.1.2 砕・転圧土の用途

9. コスト縮減に向けた取組み及び新技術 9.1. ため池改修工事の効率化

｢固化処理したため池底泥土による破砕・転圧盛土工法｣は、ため池に堆積した泥土に｢セメント系固化材｣

を添加・混合し固化処理を行った後いったん破砕し、これを堤体盛土材、補強の盛土材等として有効活用す

る工法である。底泥土の運搬費、盛土材の購入コストが削減できる効果がある。 また、固化処理土は、ため池堤体盛土材料はもとより、ため池周辺の農道整備等の路盤・路床材にも適用

される。

◎変形性の改良（初期固化土⇒砕・転圧土

一定期間( ts )養生

運土(盛土位置まで)

固化処理(初期固化土)

掘削(砕土)

撤出し・転圧(砕・転化土)

底泥土浚渫

ため池現況堤体

基盤

堤体盛土材（変形性の確認が重要）

底泥土

1.堤体盛土材

①堤体かさ上げ②遮水性ゾーン

③腹付け盛土

④路床・路盤材2.道路盛土材

現況堤体 基盤

基盤

新堤

新堤

舗装

基盤

現況堤体

参図-9.1.1 泥土固化処理土の有効活用 参図-9.1.2 砕・転圧土の用途

参考資料参考資料

223

改 定 現 行 備 考 〔施工例〕 底泥土を固化処理し、改修するため池の堤体盛土材に利用（三重県 寺家池）

〔施工例〕 底泥土を固化処理し、改修するため池の堤体盛土材に利用（三重県 寺家池）

① 池内の落水

② 底泥土の掘削・搬出

③ ピット内混合（トレンチャー）

④ ピット内初期固化養生

⑦ 解砕土のまき出し、敷均し （バックホウ）

⑤ 初期固化土の解砕 [規定の径] （バケット式解砕機）

⑥ 解砕土 [盛土材] の盛土個所への運

搬（クローラダンプ）

⑧ 解砕土の転圧 [砕・転圧盛土] （ブルドーザ）

① 池内の落水

② 底泥土の掘削・搬出

③ ピット内混合（トレンチャー）

④ ピット内初期固化養生

⑦ 解砕土のまき出し、敷均し （バックホウ）

⑤ 初期固化土の解砕 [規定の径] （バケット式解砕機）

⑥ 解砕土 [盛土材] の盛土個所への運

搬（クローラダンプ）

⑧ 解砕土の転圧 [砕・転圧盛土] （ブルドーザ）

224

改 定 現 行 備 考 9.2. 環境配慮型護岸工法

9.2.1 工法の概要

この研究は、植物や土壌動物、水生昆虫などが生育可能である環境配慮型護岸工法を開発することにより、

農村地域に広がるため池や用排水路などの農業水利施設に対して、本来の水利機能のみでなく、地域環境を

保全する水辺空間としての機能や水質浄化機能を付加する。

9.2.2 導入効果

(1) 水辺生態空間のネットワーク化実現と農村域の生態系保全 (2) 農地より流出する窒素・リン酸などの水系の汚染を植生により浄化 (3) 空隙性状調節により植生制御を行い、植生管理を低減 9.2.3 従来技術との比較

(1) 従来技術 従来の農業水利施設は水利機能を重視していたため、動植物の生息空間としては貧弱なものであった。

近年の環境配慮の取り組みの一環として、石積みなどの従来工法の見直しや多自然化工法の採用などがあ

るが、施工費や管理費の増加などの課題があった。

(2) 新技術 本工法は粒径20～40mmという大きな粗骨材を用いながらも、配合検討および施工における品質管理

法・運搬法・打設法・締固め法などを検討することで、管理空隙率30％、圧縮強度10N/mm2以上を満足さ

せていることが特徴である。この大きな粗骨材により形成される大連続空隙は、充填材として黒ボク土や

ロームなどの自然土壌を用いることを可能とする。主な特徴は以下のとおりである。

①土壌生物の生息 ： 微生物の他、有機物分解に重要な役割を果たすミミズなどの土壌動物が生

息。

②低コストの植生基盤 ： 良質な自然土壌の充填により、植生基盤に必要な保肥力・保水力・通気性

などを低コストで確保。また、有機物の分解による嵩減りの影響も小さい。

③pHの低減効果 ： 粘土や腐植の持つ緩衝能により、コンクリートから溶出するアルカリを低

減。

④水質浄化機能 ： 水際の植生による水質浄化効果。

⑤植生管理負担低減 ： 空隙の調整により植物の過剰繁茂を抑制し、管理負担を低減。 ⑥エコトーン創出 ： 水際から乾燥帯まで連続した植生を維持し、多様性のある生物生息空間を

創出。

9.2. 環境配慮型護岸工法

9.2.1 工法の概要

この研究は、植物や土壌動物、水生昆虫などが生育可能である環境配慮型護岸工法を開発することにより、

農村地域に広がるため池や用排水路などの農業水利施設に対して、本来の水利機能のみでなく、地域環境を

保全する水辺空間としての機能や水質浄化機能を付加する。

9.2.2 導入効果

(1) 水辺生態空間のネットワーク化実現と農村域の生態系保全 (2) 農地より流出する窒素・リン酸などの水系の汚染を植生により浄化 (3) 空隙性状調節により植生制御を行い、植生管理を低減 9.2.3 従来技術との比較

(1) 従来技術 従来の農業水利施設は水利機能を重視していたため、動植物の生息空間としては貧弱なものであった。

近年の環境配慮の取り組みの一環として、石積みなどの従来工法の見直しや多自然化工法の採用などがあ

るが、施工費や管理費の増加などの課題があった。

(2) 新技術 本工法は粒径20～40mmという大きな粗骨材を用いながらも、配合検討および施工における品質管理

法・運搬法・打設法・締固め法などを検討することで、管理空隙率30％、圧縮強度10N/mm2以上を満足さ

せていることが特徴である。この大きな粗骨材により形成される大連続空隙は、充填材として黒ボク土や

ロームなどの自然土壌を用いることを可能とする。主な特徴は以下のとおりである。

①土壌生物の生息 ： 微生物の他、有機物分解に重要な役割を果たすミミズなどの土壌動物が生

息。

②低コストの植生基盤 ： 良質な自然土壌の充填により、植生基盤に必要な保肥力・保水力・通気性

などを低コストで確保。また、有機物の分解による嵩減りの影響も小さい。

③pHの低減効果 ： 粘土や腐植の持つ緩衝能により、コンクリートから溶出するアルカリを低

減。

④水質浄化機能 ： 水際の植生による水質浄化効果。

⑤植生管理負担低減 ： 空隙の調整により植物の過剰繁茂を抑制し、管理負担を低減。 ⑥エコトーン創出 ： 水際から乾燥帯まで連続した植生を維持し、多様性のある生物生息空間を

創出。

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改 定 現 行 備 考

陸生昆虫

アルカリの低減効果

土壌動物の生息

水質浄化機能

水辺の日陰

低コストの自然土壌充填材 日光

水温の上昇

アルカリの溶出

生態系の不連続

日光 過剰繁茂の抑制

《従来のコンクリート護岸》 《環境配慮型護岸工法》

陸生昆虫

アルカリの低減効果

土壌動物の生息

水質浄化機能

水辺の日陰

低コストの自然土壌充填材 日光

水温の上昇

アルカリの溶出

生態系の不連続

日光 過剰繁茂の抑制

《従来のコンクリート護岸》 《環境配慮型護岸工法》

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