気ままな研究－No.７

実在建物の振動性状2009 年 10 月

風 間 了
（早稲田大学名誉教授）

「実在建物の振動性状」を纏めるにあたって
約３年前の退職時に、内藤記念館（早稲田大学内藤多仲博士耐震構造記念館）に残されていた貴重な「実在建物の振動実験報告書」を整理してみると、約１５０件にも達していた。実在建物の振動実験は、
1950 年頃から行われているが、これらは内藤記念館特有の重要な研究であったと言える。なお、実在建物の振動実験の目的、経緯等については第Ⅰ章のⅠ－Ｂ２節に紹介している。
そこで、上記の振動実験報告書は、退職時に、全てスキャナーによりデータ化した。いつかは、これ
らのデータの中で、代表的な振動実験結果を纏めてみたいと思っていた。
昨年の４月頃から、上記「実在建物の振動実験報告書」のスキャン・データを見て、私が直接関与した 1961 年以降の代表的な、または特徴的な振動性状を有する事例の選定を始めた。
実験結果で重要である図表を掲載するにあたり、報告書を画面上に出力してみると、その多くは全体的に薄く、コントラストも悪く、読みにくいものもあり、また手書きの報告書も数多く、書き直す必要があった。そこで、図に関しては、図を出力印刷、線の部分のみをトレシング・ペーパーに細いサイン
ペンで複写、それをスキャナーで読み取り縮小・拡大、文字をワードで書き入れることから始めた。これらの作業は、大変時間を要したが、実験当時を思い出し、文章を纏めるための時間となり、私にとって楽しい一時でもあった。
また、文章に関しては、図の説明を主体とし、報告書の内容を要約・簡略化し、当時の用語を用いな
がら書き直している。
以下に、本冊子の各章の概略を示しているが、第Ⅰ章、第Ⅳ章は、振動をほとんど学んでいない方々のために書いてみたもので、第Ⅱ章、第Ⅲ章を理解する上で参考になれば幸いである。
第Ⅰ章は、振動実験の目的、振動実験方法、用語の説明等を記載している。
第Ⅱ章は、各種建物、構造物の振動実験結果２３事例を示している。
第Ⅲ章は、東京タワーの第２回振動実験（第Ⅱ章）に関連し、同タワーの、建設直後の振動実験結果の内容も包含した「東京タワーの建設と振動性状（英文論文）」の和訳を掲載している。
［本論文の和訳の経緯等については、第Ⅲ章の冒頭を参照されたい。］
第Ⅳ章は、振動を学んでみたいと考えている方々に、振動の基本事項を、概念的に、また図で理解してもらうために、「気楽な振動入門」を纏めてみました。
付録は、内藤記念館に現存する振動実験報告書のリストおよび主なる発表文献を記載している。
上記の振動実験に関しては、「早稲田大学構築物振動研究会」および諸先輩の先生方のご指導、また内藤記念館で卒業研究等を行った数多くの人々のご支援、さらに関係会社および各位のご協力があったことを追記し、関係各位に謝意を表します。
ここに、私の実在建物の振動性状に関する思いを、退職後の「気ままな研究－No.7」として、小冊子に纏めてみました。
風 間了2009 年 10 月

ⅰ

＜目

次＞

第Ⅰ章

（頁）

実在建物の振動実験の目的、実験概要

Ⅰ－Ａ・・・・・・・・・・・・・・・・・１

地震動と建物の揺れ・・・・・・・・・・２

Ⅰ－Ａ１

地震時の建物の揺れ

・・・・２

Ⅰ－Ａ２

建物の振動特性（固有値）

・・・・２

Ⅰ－Ｂ

実在建物の振動実験の目的、歴史・・・・・・・・・・３Ⅰ－Ｂ１振動実験の主目的

・・・・３

Ⅰ－Ｂ２

実在建物の振動実験の歴史的経緯

・・・・３

Ⅰ－Ｃ

実在建物の振動実験および測定方法

・・・・・・・・・・４

Ⅰ－Ｃ１

ブランコと共振現象

・・・・４

Ⅰ－Ｃ２

振動実験方法・・・・４

Ⅰ－Ｃ２.１

起振機による強制振動実験

４

Ⅰ－Ｃ２.２自由振動実験

５

Ⅰ－Ｃ２.３常時微動測定

５

Ⅰ－Ｃ３
Ⅰ－Ｄ

各実験方法の特徴と適用性

・・・・６

振動実験結果の言葉の定義と解釈・・・・・・・・・・７

Ⅰ－Ｄ１

振動実験時の振幅

・・・・７

Ⅰ－Ｄ２

起振力と、固有周期、振動モード

・・・・７

Ⅰ－Ｄ３

起振力の大小と、固有周期、振動モード

・・・・７

Ⅰ－Ｄ４

起振機の位置と測定方法

・・・・７

Ⅰ－Ｄ５

集中荷重としての起振力と固有値

・・・・７

Ⅰ－Ｅ

実在建物の振動実験例の表示説明・・・・・・・・・・８

Ⅰ－Ｅ１

起振力と振動振幅

・・・・８

Ⅰ－Ｅ２

振動モード

・・・・８

Ⅰ－Ｅ４

Sway、Rocking（％）による 1 次固有周期の伸び

・・・・８

Ⅰ－Ｅ５

検討内容、用語等の表示

・・・・８

ⅱ

第Ⅱ章

図でみる実在建物の振動性状・・・・・・・・・・・・・・・・・９Ⅱ－Ａ

ＲＣ造低層建物・・・・・・・・・・１０

Ⅱ－Ｂ

短、長辺で架構が異なる５階独身寮

・・・・・・・・・・１２

Ⅱ－Ｃ

異なる２団地の集合住宅

・・・・・・・・・・１４

Ⅱ－Ｄ

地下２階、地上９階の事務所建物

・・・・・・・・・・１８

Ⅱ－Ｅ

整形平面の近代的事務所建物

・・・・・・・・・・２０Ⅱ－Ｆ

連層耐震壁が偏在した区役所

・・・・・・・・・・２２

Ⅱ－Ｇ

戦火を受けた建物

・・・・・・・・・・２４

Ⅱ－Ｈ

耐震補強をした大型店舗

・・・・・・・・・・２６

Ⅱ－Ｉ

センターコア＋ＰＨ３階の市庁舎・・・・・・・・・・２８

Ⅱ－Ｊ

屋上に 70m の鉄塔を有する建物

・・・・・・・・・・３２

Ⅱ－Ｋ

施工途中でも実測した遊技建物

・・・・・・・・・・３５

Ⅱ－Ｌ

大規模鉄骨造変電所

・・・・・・・・・・３８Ⅱ－Ｍ

５階建て免震独身寮

・・・・・・・・・・４１

Ⅱ－Ｎ

直径３５ｍの高圧球型タンク・・・・・・・・・・４４Ⅱ－Ｏ

Ｔ字型平面で形状が複雑な校舎・・・・・・・・・・４６

Ⅱ－Ｐ

壁量が多いＳＲＣ造高層集合住宅

・・・・・・・・・・４９

Ⅱ－Ｑ

我が国初期の高層研究棟・・・・・・・・・・５２

Ⅱ－Ｒ

竣工１３年後の大阪通天閣

・・・・・・・・・・５８

Ⅱ－Ｓ

竣工１０年後の東京タワー

・・・・・・・・・・６０

Ⅱ－Ｔ

その他

・・・・・・・・・・６９

Ⅱ－Ｔ１

スラブ、梁

・・・・７０

Ⅱ－Ｔ２

独立、連結直接基礎

・・・・７６

Ⅱ－Ｔ３

単杭、２本杭鋼管基礎

・・・・８０

Ⅱ－Ｔ４

機械台基礎

・・・・８４

Ⅱ－Ｔ５

沈埋管

・・・・８６

第Ⅲ章

東京タワーの建設と振動性状（和訳）・・・・・・・・・・・・・・・・・９１＜原論文＞ Tachu Naito, Nobuji Nasu, Morio Takeuchi and Goro Kubota：
Construction and Vibrational Characteristicsof the Tokyo Tower、（早稲田大学理工学研究所報告第１９輯、１９６２年３月）

ⅲ

第Ⅳ章

気楽な振動入門

・・・・・・・・・・・・・・・・・１２１Ⅳ－Ａ 建物の振動に関する基礎的事項

・・・・・・・・・・１２２

Ⅳ－Ａ１ 地震時の建物の揺れ方

・・・・・１２２

Ⅳ－Ａ２ 構造物は力を加えないと変形しない・・・・・１２２

Ⅳ－Ａ２.１ 変位、速度、加速度

１２２

Ⅳ－Ａ２.２ 重さと重力加速度

１２３

Ⅳ－Ａ２.３ 地震時の力と加速度

１２３

Ⅳ－Ａ３ 各建物は固有の振動特性を持っている・・・・・１２４

Ⅳ－Ａ３.１ 固有周期と振動モード

１２４

Ⅳ－Ａ３.２ 減衰定数

１２５

Ⅳ－Ａ４ 地震時の建物は曲げ変形、せん断変形？

・・・・・１２６

Ⅳ－Ａ５ 固有値の重要性の再確認

・・・・・１２６

Ⅳ－Ａ６ どんな時に建物は大きく揺れるのか・・・・・１２７

Ⅳ－Ａ６.１ ブランコも固有周期と共振現象

１２７

Ⅳ－Ａ６.２ 地震動と建物の共振現象

１２７

Ⅳ－Ｂ 力の釣り合い条件が解れば、振動方程式は極めて簡単

・・・・・・・・・・１２９

Ⅳ－Ｂ１ 地震被害と力の釣り合い（安定）条件

・・・・・・・・・・１２９

Ⅳ－Ｂ２ 建物のモデル化と水平ばね定数

・・・・・・・・・・１３０

Ⅳ－Ｂ２.１ 質点系へのモデル化・・・・・１３０

Ⅳ－Ｂ２.２ ばね定数・・・・・１３０

Ⅳ－Ｂ３ １質点系の振動方程式

・・・・・・・・・・１３０

Ⅳ－Ｂ３.１ 系全体の安定条件と反力・・・・・１３０

Ⅳ－Ｂ３.２ 部分的安定条件と1質点系振動方程式

・・・・・１３０

Ⅳ－Ｂ４ 基礎固定の２層建物の振動方程式

・・・・・・・・・・１３１

Ⅳ－Ｂ４.１ （Part 1）と（Part 2）の振動方程式

・・・・・１３１

Ⅳ－Ｂ４.２ （Part 1）と（Part 3）の振動方程式

・・・・・１３２

Ⅳ－Ｂ５ 基礎固定時の多質点系の振動方程式

・・・・・・・・・・１３３

Ⅳ－Ｂ６ 基礎の水平変形、回転を伴う振動方程式

・・・・・・・・・・１３３

Ⅳ－Ｂ６.１ 基礎の水平および回転ばね定数・・・・１３３Ⅳ－Ｂ６.２ 基礎の慣性モーメント・・・・１３３Ⅳ－Ｂ６.３ 剛体基礎の水平動および回転動の振動方程式

・・・・１３４

Ⅳ－Ｂ６.４ 基礎の Sway、Rocking 動を伴う１層建物の振動方程式

・・・・１３４

Ⅳ－Ｂ６.５ 基礎の Sway、Rocking 動を伴う２層建物の振動方程式

・・・・１３６
・・・・・・・・・・１３７

Ⅳ－Ｂ７ 減衰も考慮した振動方程式
Ⅳ－Ｂ７.１ 減衰の評価方法

・・・・１３７Ⅳ－Ｂ７.２ １質点系の振動方程式

・・・・１３７Ⅳ－Ｂ７.３ 基礎固定の２層建物の振動方程式

・・・・１３７Ⅳ－Ｂ７.４ 基礎の Sway、Rocking 動を伴う１層建物の振動方程式

・・・・１３７ⅳ

Ⅳ－Ｃ 建物の固有周期は簡単に解るのか・・・・・・・・・・１３８

Ⅳ－Ｃ１ １層建物の固有周期

・・・・１３８

Ⅳ－Ｃ２ 基礎固定時の多層建物の固有周期

・・・・１３９Ⅳ－Ｃ２.１ 重力式による１次固有周期

１３９

Ⅳ－Ｃ２.２ 高次固有周期

１３９

Ⅳ－Ｃ３ Sway、Rocking が固有周期へ与える影響

・・・・１４０

Ⅳ－Ｃ３.１ 地震時の基礎に作用する力と変形

１４０

Ⅳ－Ｃ３.２ 基礎の Sway、Rocking を伴う建物の１次固有周期

１４１

Ⅳ－Ｃ３.３ １次固有周期と Sway、Rocking（％）

１４１

Ⅳ－Ｃ３.４ 基礎の Sway、Rocking を伴う建物の高次固有周期

１４１

Ⅳ－Ｄ 表層地盤も振動体

・・・・・・・・・・１４２

Ⅳ－Ｄ１ 地震動と地盤・・・・１４２

Ⅳ－Ｄ１.１ 地震波の伝搬

１４２

Ⅳ－Ｄ１.２ 地震波の伝搬と設計用地震動

１４２

Ⅳ－Ｄ２ 表層地盤の固有周期

・・・・１４２Ⅳ－Ｄ２.１ 地震時の地盤は曲げ変形、せん断変形？

１４２

Ⅳ－Ｄ２.２ 表層地盤の 1 次固有周期

１４３

Ⅳ－Ｄ２.３ 表層地盤の高次固有周期、振動モード

１４３

Ⅳ－Ｄ３ 表層地盤＋建物連成系の地震応答＜付・・・・１４４

録＞

内藤記念館に現存する振動実験報告書リスト

・・・・・・・・・・・・・・１４５

主なる参考文献

・・・・・・・・・・・・・・１５０ⅴ

第Ⅰ章 実在建物の振動実験の目的、実験概要

-1-

Ⅰ．実在建物の振動実験の目的、実験方法

また、地震時の建物は、減衰定数［h：図Ⅰ－Ａ１（ｂ）］にも大きく影響され、減衰定数が小さいほど、本章で述べる内容は、第Ⅱ章に示す、多種の実

大きく振動し、その揺れは止まりにくい。なお、

在建物の振動実験例の前書きとして、振動実験の減衰定数は建物が高くなるほど、小さくなる性状

重要性を理解するための基礎的事項を紹介する。

を有している。

なお、本章の振動に関する初歩的概念、説明は、「第Ⅲ章 気楽な振動入門」を参照されたい。

上記の固有周期および減衰定数は、例えば１０階建て建物では、１０個存在している。しかしながら、実際の地震時には、１次、２次、・・と高Ⅰ－Ａ

地震動と建物の揺れ

次になるに従い、出現しにくい。それは、高次になるほど、振動モードが複雑（変形状態）となり、以下には、地震時の建物の揺れに関係する事項

また減衰定数も増大するためである。この性状は、を地震時の建物の振動解析例より説明する。
Ⅰ－Ａ１

刺激係数で説明される。

地震時の建物の揺れ

建物の地震時の揺れは、地震毎に異なっている。
また、地震が来た時の、揺れの感じ方が、他人と大きく異なっていた経験もあろう。

2

Disp(cm)
3.0
0

4

20 階建

T0

10 階建

T0

3.0
0

後者の、揺れの感じ方の相違は、各人の感覚特性よりも、各人がどのような建物また場所に居た

0.3
0

かに大きく支配されるのである。

5 階建

Z(gal)800

図Ⅰ－Ａ１に、上記の地震時の建物の揺れた方の解析例を示した。
地震時の建物は、高くなるほど、ゆっくりと大6

きく揺れることが解ろう。また、建物が低くなる

T0(sec) 8

T0
T0

T0

入力地震波

ほど、小さな振幅で速く揺れ、人は地震が来たこ（ａ）入力地震波形と建物の振動波形とをすぐ関知する。
最大変形(cm)

また、地震時の建物の振動は、地震動の違いの
他に、建物によっても異なることが解ろう。

15

このように、各建物は、それぞれ異なる振動特性（固有値）を有し、同一地震でも各建物の揺れは

h = 1(%)
h = 2(%)
h = 5(%)
h = 10(%)

異なってくるのである。
Ⅰ－Ａ２

10

建物の振動特性（固有値）D.Max

各建物は、上記の如く、それぞれの固有値を有している。
建物の固有値としては、主に、固有周期（T0）、

5
T1,h振動モード（変形性状）、減衰定数および刺激係数がある。これらは、全て対になっている。

‥
Z

建物が地震、風、自動車振動等を受けた場合、各建物は、その固有周期［T0：図Ⅰ－Ａ１（ａ）］、同周0期と対をなす振動モードで振動しようとする。すなわち、建物は、何らかの刺激を受けると、個々

1
2
3(T1：sec) 5122436
48 (階数)60（ｂ）各建物の最大変形

図Ⅰ－Ａ１ 地震時の建物の揺れ方の固有周期で振動しようとする。
-2-

Ⅰ－Ｂ

実在建物の振動実験の目的、歴史

なお、これらの振動実験報告書のリストは、巻末に付記している。

本節では、振動実験の目的およびそれに関連した歴史的経緯について述べる。
Ⅰ－Ｂ１

以上の如く、実在建物の振動実験は、今日での建物の耐震診断に相当しており、その発端また実振動実験の主目的

施は、終戦直後の、今から約 60 年前であった。

振動実験の主目的としては、前節で述べた、各

これらの歴史的経緯を考えると、内藤多仲先生を

実在建物の固有値、すなわち、固有周期、振動モ会長とした「早稲田大学構築物振動研究会」の、ードおよび減衰定数等を求めることである。

先生方の先見の明には感心するばかりである。

一方、現在は、電子計算機が、ハード面、ソフ
ト面とも驚くほど発達し、建物の固有周期、振動

なお、第Ⅱ章で紹介する実在建物の振動実験例

モード、さらに地震時挙動等は、容易に解析出来は、主として、私が大学院時代（1962～）から関与るとも言えよう。

してきた代表的事例である。

しかしながら、例えば、架構が純ラーメン構造のような場合は、解析的に固有周期、振動モードが容易に求められるが、架構が複雑になり、あるいは地盤の影響を大きく受ける場合は、固有値を実状に即して評価出来ないことが多い。
さらに、次項で述べるが、古い建物等の健全度等を調査する場合も、解析的には困難の場合が多いと言えよう。
Ⅰ－Ｂ２

実在建物の振動実験の歴史的経緯
写真Ⅰ－Ｂ１ 手動式起振機

実在建物の振動実験は、内藤多仲先生を会長とし、那須信治、窪田吾郎、鶴田明、青木楠男、竹内盛雄の各先生方で昭和 24 年（1949）に発足した「早稲田大学構築物振動研究会」により、終戦直後の火災受けた焼けビルの耐震安全性の調査を行うために行われたと聞き及んでいる。
写真Ⅰ－Ｂ１に、振動実験に使用された手動式
起振機を示した。
手動式起振機は、那須信治先生および窪田吾郎
先生により考案、設計され、平面が 1mx1m と非常に小さく、分解･持ち運びができ、どのような建物でも設置できる極めて適用性が高いと言える。また、同起振機の最大回転数は約 7Hz、最大加振力は約 2.5ton も発揮する。
上記の手動式起振機は、数多くの実在建物の振動実験例で用いられ、その実績は数知れず、現在、内藤記念館に残されていた振動実験報告書を整理してみると、昭和 25 年（1950）から、その総数は 1997 年までに約 150 件にも達している。

-3-

Ⅰ－Ｃ

実在建物の振動実験および測定方法

すなわち、加振力は、回転数が低くなるほど極

本節では、実在建物の振動実験方法および測定端に低下する。この起振力と回転数の関係は、重方法について述べるが、振動実験の基本原理は、り付きの紐を回転した体験からも理解できよう。

ブランコを徐々に大きく揺らす共振現象に基づ＜起振機の性能＞

いている。
Ⅰ－Ｃ１

○水平方向起振力：FH=‑2･m0rω2･cos（ωｔ）○上下方向起振力：FV=0

ブランコと共振現象

ブランコを引張り、手を離すと、ブランコは、
振幅が減少しながら振動するが、その一往復する

ここで、w０、m０：偏心重量、偏心質量（=w０/g）、
g(=980cm/sec2)：重力加速度、r：偏心距離(半径)、ω(=2πf)：起振機の円振動数、f：起振機の振動数

時間は常に一定である。この周期がブランコのまた、起振機は、上層階に設置することが望ま「固有周期」で、同周期は、ブランコの場合、長れる。実際の振動実験では、起振機の回転数（f、さで決定される。

ω=2πf）を少しずつ変化させ、建物各階の振幅をブランコの振幅を大きくするためには、ブラン

順次測定する。

コが戻ろうとする時点で力を繰り返し加えれば

図Ⅰ－Ｃ２に、振動実験の解析で重要、不可欠で良く、ランダムに力を加えると、ブランコの揺れある測定結果の一例を示した。この図を「共振曲は、逆に小さくなる。

線」と名付けているが、横軸は起振機の周期

このように、ブランコの振幅は、その固有周期（T=1/f）、縦軸は建物の測定振幅である。

に合わせて力を加えてゆくと、徐々に増大してゆF’=-m0rω2

く。この現象を「共振現象」と言う。
FV’=+F’sinθ

上記のブランコの共振現象は、建物でも同様で

m0
r
θ=ωｔ

ある。建物に力を周期的に加え、振幅が徐々に増大する周期を求めると、その周期が建物の「固有FH’=F’cosθ

周期」と言える。
Ⅰ－Ｃ２

振動実験方法

FH=2 FH’=-2･m0rω2cosωｔ

実在建物の振動実験方法としては、１）強制振動実験、２）自由振動実験および３）常時微動測定

θ=ωｔ

がある。

m0
FV’=-F’sinθ

Ⅰ－Ｃ２.１ 起振機による強制振動実験
強制振動実験では、一般に起振機を用いて建物

FH’=-F’cosθF’=-m0rω2

図Ⅰ－Ｃ１ 起振機の原理を加振する。起振機は、重りを付けた紐を回転し

振幅(μ)
100

たときに発生する「遠心力」を利用している。

建物の固有周期(T0)

図Ⅰ－Ｃ１に、起振機の一例、その原理を示した。
偏心質量（m0）が付いた上下の輪を連動・逆回転

80

させることにより、上下の輪には F’の遠心力が発60

生する。この場合、上下方向の円心力の和は常に零（Fv=0）となり、水平方向のみに遠心力、すなわ

40

ち起振力（FH：正弦波）が発生する。

20

起振機による加振力は、以下に示すように、偏心質量（m0）、偏心距離（r）に比例するが、円振動

0.2

数（ω=2πf）あるいは振動数（ω=2πf）に対して

0.4
0.6
0.8 T(sec)
起振機の回転周期(T=1/f)
図Ⅰ－Ｃ２ 共振曲線と固有周期は、２乗に比例して増大する。
-4-

建物の振動振幅は、ブランコの場合と同様に、

ⅱ）初期変形を人力加振で与える方法

加振（回転）周期と建物の固有周期が一致すると、

自由振動実験の比較的大きな初期変位を与え共振現象により増大し、図中の矢印位置の周期る手法として、人力による方法があり、この方法（T0≒0.49sec）が固有周期として求められる。

は、ブランコと同様、共振現象を活用している。

ここで、建物の固有周期（T0）と起振力（回転数

人力加振の場合、例えば、建物屋上で多数の人の２乗に比例）の関係からみると、低い建物ほどが「固有周期」に合わせ、壁等を加振してゆくと建固有周期は短く、高い起振力の範囲で実験できる。

物の振幅が徐々に増大する。建物の振動振幅があ

これに対して、固有周期が長くなる高層建物でる程度が大きくなった時点で加振を中止すると、は、特に、重要な１次固有周期（T1）を求める（共自由振動波形が得られる。この自由振動の実測事

振）ために要求される起振力は、起振機の回転数（f例は、第Ⅱ章の（Ⅱ－Ｑ）建物で紹介している。

=1/ T1）が低く、ほとんど発生しないことになる。
このような場合は、後述の常時微動測定を採用

ⅲ）初期変形を起振機で与える方法
前項の強制振動実験において、起振機の周期をすることになる。

建物の固有周期に一致させ、建物振幅が大になった時点で、起振機の回転を急停止すると、自由振Ⅰ－Ｃ２.２ 自由振動実験

動波形が得られることになる。

自由振動実験は、１次の固有周期および減衰定

この方法では、確実に自由振動波形が得られる

数を確実に求められる。また模型実験のでは必ず実施されるが、実在建物の場合、容易ではない。
なお、自由振動実験では、建物に初期変位を与え、その力を急激に除去する必要がある。

が、起振機の回転を急停止することに極めて危険性を伴うため、細心の注意を要する。
Ⅰ－Ｃ２.３ 常時微動測定

自由振動実験の初期変形の与え方としては、以静止状態の建物、机等を、高倍率の測定器で測下の３方法が挙げられよう。

定すると、常に振動（「常時微動」と呼称）している。
常時微動の震源として、交通振動、風、低気圧にⅰ）初期変形を張力で与える方法

よる地球の変形等があり、これらの刺激により、建物への初期変位の与え方としては、ワイヤー

建物は固有周期で揺れようとする。

を介してブルドーザー等で与え、その力を、ワイヤー中間に設置した鉄板のノブ部分をガスバー

図Ⅰ－Ｃ４に、地上１３階、地下２階建物の、常ナー等で切断する方法［図Ⅰ－Ｃ３（ａ）］がある。この切断方法は、瞬間的に発生しない欠点がある。
一方、瞬間的切断法の一つとして、鉄板の変わ

時微動測定波形例を示した。
常時微動時の建物の揺れ方は、各階とも同位相で、上層になるほど振幅が大きくなり、各階の測りに鋳物片［図Ⅰ－Ｃ３（ｂ）］を用い、引張り力（T）

定波形には、上層ほど１次固有周期（T1=0.72sec）が作用している鋳物片にハンマー等で打撃力をが明確に現れてくる。

与えると、力が瞬間に除去される。この切断方法
は、杭等の実験には極めて有用である。
しかしながら、上記の初期変形を与える自由振動実験を実在建物に適用することは、現実的に不13FL可能に近いことが解ろう。
10FL

T

T

バーナー
鉄片
（ａ）鉄片

衝撃力
7FL

T

鋳物片

T

4FL

（ｂ）鋳物片1FL

図Ⅰ－Ｃ３ 自由振動実験時の切断方法

図Ⅰ－Ｃ４ １３階、地下２階の常時微動測定波形-5-一方、下階になるほど実測波形には地動の短周以上、常時微動測定は、簡易で利便性の高い実期成分波が混入し、この性状は、特に１階の測定

験方法であるが、種々の制約条件、測定方法も配波形に顕著に現れている。

慮しておく必要がある。

このように、常時微動時においても、建物の振動には、最も揺れやすい１次固有周期が顕著に卓Ⅰ－Ｃ３ 各実験方法の特徴と適用性越する。さらに、建物が高層になるほど、常時微動においても２次、３次等の高次の固有周期が現以上、実在建物の各振動実験方法について述べれやすく、これらの高次周期は波形解析で解明すてきたが、各実験方法には種々の制約があることることができる。

が解ろう。

一方、建物形状が複雑で、近似した多数の固有

そこで、表Ⅰ－Ｃ１には、実在建物の振動実験を行

周期がある建物では、測定波形からこれらの固有う際の参考として、各振動実験方法の特徴、適用

周期を分離することはかなり困難である。

性等を、私なりに纏めて示した。

表ⅠＣ－１ 振動実験方法の特徴と適用性
実験
方法
強制振動

自由振動

建物
中低層
高 層
中低層

高次固有周期Sway

形状が（減衰定数）（減衰定数）

Rocking

複雑な建物

◎

◎

◎

×

◎

×

△

◎（◎）

×

◎

◎（○）

実験
容易度
○

１次固有周期

高 層
常時微動

中低層
高 層

×
○、△

-6-

◎（１次）
×（１次）

×

◎

△

×

振動実験結果の言葉の定義と解釈

例えば、先に示した図Ⅰ－Ｃ２の共振曲線の、矢

本節では、次のⅡ章で示す実在建物の振動実験

印で示した共振周期位置は、起振力の大小に左右Ⅰ－Ｄ

結果を紹介する上で、図の見方、参考になる言葉

されないのである。

等について説明しておく。

さらに、図Ⅰ－Ｃ２の測定振幅は、起振力が２倍になれば、各周期の振幅も相対的に２倍となる。

Ⅰ－Ｄ１

振動実験時の振幅

振動実験時の建物の振動振幅は、常時微動時で、

Ⅰ－Ｄ４

起振機の位置と測定方法

数μ（1μ= 1/100mm）程度、また起振機を用いた

起振機の位置は、上層階ほど建物が大きく揺れ

強制振動実験でも約 200μ（0.2mm）以下と非常る。一方、起振機を下階に設置しても、絶対振幅に小さいが通常である。しかしながら、このようは小さくなるが、求められる固有周期、振動モーな微震動でも、建物の振動特性は実測値に十分現ドは同一である。

れるのである。

一方、起振機を設置する場合、建物の重心位置

一方、実在の振動実験を行ってみると、７～８に設置することが通常であるが、その建物に捩れ

階以下の建物で、300～500μ（0.3～0.5mm）以上

振動が存在する場合は、捩れ振動が出現しにくい。

になると人は振動を十分感じるのである。例えば、

そこで、起振機の平面上の位置は、重心位置あるある鉄塔が約 1mm 振動した時に、階段を上って

いは剛心位置から離れた位置に設置することがきた人が鉄塔に抱きつくほど、人の振動感覚は鋭望まれよう。

いのである。

上記の捩れ振動に関連して、ねじれ変形を明確

以上より、大きな地震が来たときに、今の揺れにするため、測定は、ある上層階の平面において、は５センチ以上揺れたのではと感じるような時

少なくともⅰ）建物両端および中央で加振方向、が多々あろう。しかし、実際の建物自体の揺れはおよびⅱ）加振直交方向の建物両端で同方向で行

その人体感覚の１割以下であると判断される。

うことが望まれる。

Ⅰ－Ｄ２

起振力と、固有周期、振動モード

Ⅰ－Ｄ５

集中荷重としての起振力と固有値

ほとんどの建物の振動系（固有周期、モード）は、

起振機による建物への加振力は、集中荷重（Ｐ）

せん断的変形に支配されている。このせん断変形であるが、例えば建物が共振した場合、建物は、の検討は、実測値の振動次数（j）と固有周期（Tj）のＰの影響をほとんど受けず、その共振時の振動モ関係を下記の値と比較すれば確認できる。

ードで振動する。

234すなわち、強制振動実験時の建物の振動は、加せん断棒（Tj/T1） ： 1

1/3

1/5

1/7

振力の集中荷重（Ｐ）とは無関係に、起振機の回転

曲げ棒（Tj/T1）

1/6

1/18

振動次数（j）： 1： 1

周期と建物の固有周期の関係に大きく支配されるのである。

なお、上記の振動系は、高さ方向の振動モードの場合が対象になるが、平面形状等が複雑な場合
捩れ振動も発生すること、また軟弱地盤で杭で支持している場合、基礎部分の水平移動（Sway）、
回転動（Rocking）も忘れてはならない。
Ⅰ－Ｄ３ 起振力の大小と、固有周期、振動モード
起振力に関連しているが、振動モード（固有周期時の変形）は、「各階の振幅比」であるため、絶対振幅の大きさに支配されず、従って、起振力の大きさに左右され無い。
-7-

Ⅰ－Ｅ

Ⅰ－Ｅ４

実在建物の振動実験例の表示説明

Sway、Rocking（％）による
1 次固有周期の伸び

以下には、第Ⅱ章で示す実在建物の振動実験例
における諸条件、用語の事項、結果の解釈のため基礎部に Sway、Rocking 動を伴う場合、そのの補助説明を記載する。
なお、これまで「振動」を学ばれていない方々は、固定時の値に対して伸びることになる。

第Ⅲ章の「気楽な振動入門」を参照されたい。
Ⅰ－Ｅ１

地震時においても、重要な 1 次固有周期の、基礎固定時（FixT1）に対する Sway、Rocking 動を伴起振力と振動振幅

う場合の周期（S+RT1）の伸び率は、下式で与えられ振動実験時の振幅は、一般に 200μ（0.2mm）以る。

下と、微震動である。
先のⅠ－Ｄ３項で述べた起振力と共振曲線、固T

S +R 1

有周期、振動モードの性質を考慮して、振動実験

FixT1

例では、起振力、また共振曲線、振動モードの振幅の絶対値、単位等を省略している場合が多い。
Ⅰ－Ｅ２

固有周期は、基礎の固定度が低下するため、基礎=

100
100 − ( S + R )・・・（Ⅰ－Ｅ２）

上式より、実測値の Sway および Rocking（％）
が測定されると、Sway および Rocking よる１次振動モード

固有周期の伸びは容易に推定できる。

ねじれ振動系が計測されていない場合は、高さ方向の加振方向の振動モードを示しているが、こⅠ－Ｅ５の場合の加振直角方向の変形成分は相対的に無検討内容、用語等の表示

次章の振動実験結果では、その内容、検討方法、視できる程度である。

用語等は、報告書の内容をなるべく修正せずに、

一方、建物全体が複雑な振動系を示す場合、ま再現するようにしている。例えば、現在では、一た平面的にねじれ変形が出現している場合は、振般に計算機を利用し検討されている事項も、当時

動モードを 120 度のパースで表示している。

の報告書の検討結果をそのまま掲載している。

Ⅰ－Ｅ３

Sway、Rocking 動を伴う振動モード

特に、高さ方向の振動モードにおける Rocking
変形は、最下階の加振方向建物両端の実測上下動を直線で結び、その回転角（θ）による高さ方向の値としている。すなわち、Rocking 変形は、剛体とした建物がθ回転した時の値である。
振動実験における、Sway、Rocking の固有周期等に与える影響は、下式の最上階の全変位に対する Sway、Rocking の変形の割合で評価している。

Sway (%) = S (%) =XS
× 100(%),
XS + XR + XD

Rocking (%) = R (%) =XR
× 100(%)
XS + XR + XD
・・・・（Ⅰ－Ｅ１）

ここで、XS：基礎部の水平変位、XR：基礎部回転（θ）による最上階水平変位
XD：基礎を固定した時の構造体の水平変位
XS＋XR＋XD：最上階の全変位-8-

第Ⅱ章 図でみる実在建物の振動性状
建物（Ⅱ－Ａ）～建物（Ⅱ－Ｓ）、その他（Ⅱ－Ｔ１～Ｔ４）

-9-

Ⅱ－Ａ

ＲＣ低層建物文１）

本建物は、壁量が比較的多い、代表的な RC 造

Ⅱ－Ａ１

起(3F)

建物の概要および特徴

建物名称：早稲田大学内藤記念館

10.6(m)

低層建物と言える。

所在地：東京都新宿区
建物概要：図Ⅱ－Ａ１

3.0

13.0(m)

RC 地上３階
RF

軒高：10.8（m）
基準階平面：10.6x16.0
基礎：独立直接基礎

10.6(m)支持層：関東ローム
実験者：早稲田大学構築物振動研究会

1F

実験日時：1961.9
4.6(m)

本建物は、代表的 RC 造の低層建物で、耐震壁

16.0(m)

図Ⅱ－Ａ１ 代表的な低層建物を配し剛性も高く、また良質な関東ローム上に独これらの振動モードより、本建物は、弾性地盤

立直接基礎で支持されている。

上の剛体的振動、例えばスポンジ上の剛体建物のⅡ－Ａ２振動を示している。また、その剛体的変形は、短実験概要

振動実験は、手動式起振機を３階階段室に、短辺方向の場合 G.L.-7.8（m）、長辺方向では G.L.-26.1（m）をあたかも回転中心として回転している。

辺（X）および長辺（Y）方向に設置して行った。

さらに、短辺および長辺方向の振動モードを比Ⅱ－Ａ３

実験結果および振動特性較すると、短辺方向の場合、屋上における S（%）

図Ⅱ－Ａ２に、短辺（X）方向を加振した場合の、と R（%）がほぼ同等であるのに対して、長辺方向３階における短辺（X）および長辺（Y）方向の共振では、R（%）が S（%）の１/２以下を示している。

曲線を、また図Ⅱ－Ａ３には、共振曲線においてピ

これは、本建物の振動モードが基礎部分の Sway

ーク振動数［固有振動数（f）→固有周期（T=1/f）］時

および Rocking 動による変形に大きく支配され、の振動モードを示した。なお、振動モードにおけその Sway ばね定数は、短辺、長辺で大差が無い

る（S）は基礎の水平変形（Sway）で、（R）は基礎ののに対して、Rocking ばね定数は、長辺と短辺の回転変形（Rocking）である。

比に大きく支配されるためである。例えば、短辺短辺方向の共振曲線、振動モードより、fX1=3.95

方向の Rocking ばね定数の値は、短辺／長辺の比（Hz）すなわち TX1=1/ fX1=0.253（sec）が短辺方向が小さくなるほど、長辺方向の値に比して相対的の１次固有周期として、また長辺方向の１次固有に減少する。

周期は、fY1=4.2（Hz）→TY1=1/ fY1=0.238（sec）として求められる。

さらに、図Ⅱ－Ａ３には、短辺および長辺方向の、
基礎固定とした場合の固有周期も併記した。

図Ⅱ－Ａ３の振動モードを見ると、同モードは、

基礎固定とした１次固有周期は、基礎の Sway、

短辺、長辺方向とも、基礎の水平移動（S：Sway）

Rocking を伴う実験値（TX1、TY1）に比して１/２以

および回転動（R：Rocking）による変形に大きく支下と短くなり、実験値の固有周期は、基礎部分の配され、その屋上における（S+R）は 75（%）以上に水平移動、回転により２倍近く伸びていることがも達している。

解ろう。

- 10 -

１次の減衰定数（h）は、短辺方向で 5.2（%）、長辺方向で 8.2（%）とかなり大きな値を示している

200

が、これは基礎部分の Sway、Rocking により振160

動エネルギーが地盤に大きく逸散するためと言える。

X-Dir.(3F)120
Y-Dir.(3F)80以上の如く、剛性の高い RC 低層建物の振動特性は、基礎部分の Sway および Rocking 動の影響を大きく受け、固有周期、振動モードに与える
Sway および Rocking 動の影響は無視できないと

40
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0(Hz)
図Ⅱ－Ａ２ 短辺方向加振時の共振曲線
0

言える。

100

200

RF
(S)

(R)

0
RF

3F

3F

2F

2F

1F

1F

60
(S) (R)-26.1(m)短辺 TX1=0.253(sec)h =5.2(%)
S+R=77.4 (%)
基礎固定：0.１２(sec)-7.8(m)
長辺 T Y1=0.238(sec)h=8.2(%)
S+R=75.0(%)
0.１２(sec)

図Ⅱ－Ａ３ 短辺および長辺の１次振動モード- 11 -

Ⅱ－Ｂ

短、長辺で架構が異なる５階独身寮

Ⅱ－Ｂ２

強制振動実験は、手動式起振機を５階の階段室

本建物は地上４階建ての寮で、短辺方向が壁式、長辺が壁式ラーメン構造と、両方向で架構形式がに、短辺（X）および長辺（Y）方向に設置して行った。また、常時微動測定も行っている。

異なっている。
Ⅱ－Ｂ１

実験概要

Ⅱ－Ｂ３

建物の概要および特徴

実験結果および振動特性

Ａ．固有周期と振動モード
建物名称：B 社独身寮

図Ⅱ－Ｂ２に、短辺（X）方向を加振した場合の１、所在地：神奈川県

３、５階における X 方向の共振曲線を示した。な

建物概要：図Ⅱ－Ｂ１

お、矢印で示した TY1=0.38（sec）のピーク周期は、

RC 地上５階

長辺方向加振時の共振曲線（省略）より、同方向の軒高：13.7（m）

１次固有周期と確認されている。

基準階平面：8.0x32.0

また、図Ⅱ－Ｂ３には、短辺および長辺方向の基礎：杭基礎［PC 杭：42 本、１次の振動モードを示した。なお、両振動モード

D=30（cm）、L=12（m）］

における（S）は、基礎の水平移動量（Sway）で、（R）

地層：ローム、粘土、細砂（杭の支持層）

は基礎の回転量（Rocking）である。

実験者：早稲田大学理工学研究所

短辺方向の１次固有周期は、共振曲線、振動モ

実験日時：1968.8

ードより、TX1=0.28（sec）、また長辺方向の１次固本建物は、RC 造の中層建物で、短辺方向は壁

有周期は、TY1=0.38（sec）である。

厚さが t=25（cm）の壁式構造で、長辺方向は壁式ラ壁式構造で、剛性が極めて高い短辺方向の振動ーメン構造と、短辺と長辺方向で構造形式が異なモードは、基礎の水平移動（S）および特に回転動っている。

（R）による変形にほぼ支配され、屋上におけるまた、各階のスラブには、厚さ t=25（cm）のボイ（S+R）は 90（%）にも達している。このように、短ドスラブを採用し、本建物の場合、短辺および長辺方向の振動系は、壁式構造の特徴が顕著に現れ、辺方向とも、梁、柱型を有しない。

地盤上の剛体振動の様相を示している。

基礎には PC 杭を採用し、各通りの壁下に計４２

一方、長辺方向の振動モードでは、基礎部の回本打設され、G.L.-11m 以深の細砂層に支持されて転動（R）の変形成分が非常に小さく、基礎の水平いる。

変形（S）と上部構造のラーメン変形（1-S-R）に支配されている。これらの短辺および長辺方向の振動モードにおける Rocking（%）の相違は、建物平起振機（5F）

壁式ラーメン

壁式

8.0(m)

面の辺長比に大きく支配される基礎の回転ばね
Wall：
t=25cm32(m)Ｂ．Sway、Rocking（％）からみた固有周期および減衰定数
図Ⅱ－Ｂ３には、短辺および長辺方向の、実測

（起）

3F

ボイドスラブ t=25cm

13.7(m)RF
5F定数によることが解ろう。

値の TX1、TY1 より逆算した基礎固定時の固有周期（FIXT1）も併記した。短辺方向の値は、長辺に比して非常に短く壁式構造の特徴が良く現れている。
一方、１次振動系の減衰定数（h）についてみる

1Fと、振動系が Sway、Rocking 動に支配されていPC 杭、D=30cm、L=12m

る短辺方向の値は、hX1=10（%）と地盤の影響を大

図Ⅱ－Ｂ１ 短辺、長辺で構造形式の異なる建物

きく受けている。

- 12 -

一方、壁式ラーメン構造の弾性変形が 50（%）以上である長辺方向の値は、hY1=2.4（%）と上記の短辺方向に比して、かなり小さい。
そこで、図Ⅱ－Ｂ４には、Sway、Rocking 動を伴120

TX1=0.28(sec)5F

100

う１次の固有周期（T）、減衰定数（h）と S+R（%）と80の関係を解析的に求め鎖線で、実験値を○印で示

3F
60

した。
なお、解析の詳細は省略するが、基礎固定時のTY1=0.38(sec)40減衰定数を h=1（%）、建物を剛体［S+R=100（%）］と1Fした値を h=10（%）としている。

20

S+R=90（%）にも達し、ほほ剛体と見なせる短辺の１次固有周期は、基礎固定時の値に対して３倍
以上も伸び、減衰定数も建物を剛体とした h=10

0.2

0.3

0.4 (sec)（%）に近い。

図Ⅱ－Ｂ２ 短辺方向加振時の短辺共振曲線

一方、Rocking（%）が非常に小さく、S+R=43.50（%）の長辺方向の場合も、周期、減衰は、Sway、
Rocking 動の影響を受けているが、その度合いは、

0.5

1.0

0

RF

以上、壁式構造の短辺方向の１次振動は、剛体
建物の振動性状を示し、基礎部の Sway およびRocking 変形に大きく支配されている。
一方、壁式ラーメン構造の長辺方向では、Sway
変形に加えて、ラーメン変形が１次振動に大きく関与している。
このように、本建物の短辺および長辺方向の振(R)(S) (R)

5F

5F

4F

4F

3F

3F

2F

2F

1F

1F

短辺（壁式）
Tx1=0.28(sec)hx1=10.0(%)
S+R=90.0(%)
FIXTx1=0.088(sec)

動系には、両方向の構造形式の特徴が明確に現れ
ている。

1.0

RF
(S)

短辺方向に比してかなり小さいことが解る。

0.5

長辺（ラーメン）TY1=0.38(sec)hY1=2.4(%)
S+R=43.5(%)
FIXTY1=0.27(sec)

図Ⅱ－Ｂ３ 短辺および長辺の 1 次振動モード
TS+R/TFIX
5

h (%)
10

4

8
短辺（壁式）32

64

長辺（ラーメン）

長辺（ラーメン）

2

1
0
(Fix)

20

40

短辺（壁式）

h=10 (S+R=100)

60
S+R(%)

80

100
(剛体)

h=1(FIX)
0
(Fix)

20

40

60
S+R(%)

図Ⅱ－Ｂ４ Sway、Rocking（％）が建物の１次固有周期、減衰定数に与える影響- 13 -

80

100
(剛体)

Ⅱ－Ｃ

異なる２団地の集合住宅文２）

また、斜面では土丹層が露出している部分もあ

地盤様態の異なる旧住宅公団の横浜飯島団地

り、低部では軟弱な有機質沖積層が堆積している。
なお、敷地造成は、台地部を削って谷間に盛土および名古屋の高蔵寺団地の５階建てアパート
計６棟の振動実験結果について示す。また、これらのアパートは異種基礎形式も含まれている。
Ⅱ－Ｃ１

を施し、全体をひな形に整形している。
Ｂ）高蔵寺団地
同敷地は、名古屋の東北に位置し、標高 80～

建物の概要および特徴

120m の丘陵地帯にある。

Ａ）日本有宅公団飯島団地

この丘陵地帯は、砂礫層と粘土層の互層を主体

所在地：神奈川県横浜市飯島団地とする第三期層鮮新世谷田川異層で構成されて

建物概要：

いる。

RC 地上５階

敷地全体を見ると、地山部分では粘性土をレン

軒高：15（m）

ズ状または薄層状に狭在する砂、砂礫地盤で、全基準階平面：3DK、2LDK タイプ

体的に漸移性に富んでいる。また、地層の水平方

基礎：直接基礎、杭基礎

向の連続性は良好であるが、地域的に起伏が見ら

実験者：早稲田大学理工学研究所

れる。

実験日時：1968.2

地面は、地山の切り取り面、あるいは盛り土面とまちまちであり、特に旧谷部を埋めた北側ではＢ）日本有宅公団高蔵寺団地

盛り土厚さが 12m に達する部分もある。

所在地：神奈川県横浜市飯島団地
建物概要：

Ⅱ－Ｃ３ 実験概要

RC 地上５階振動実験は、両団地の場合とも、手動式起振機

軒高：15（m）

を４階階段室に、短辺（X）および長辺（Y）方向に設

基準階平面：3DK、2LDK タイプ

置して行った。なお、以下では短辺方向の１次振基礎：直接基礎、杭基礎

動系について示す。

実験者：早稲田大学理工学研究所
実験日時：1969.2

Ⅱ－Ｃ４ 実験結果および振動特性

当時の公団式アパートは、RC 造ラーメン構造であるが、短辺方向には、階段室のための壁、各住戸間の壁が多数配置され、特に短辺方向の剛性は極めて高い。
Ⅱ－Ｃ２

図Ⅱ－Ｃ１に、飯島団地の地盤状態が異なる３棟の短辺（X）方向の変形モードおよび基礎形式、杭長等を対比して示した。なお、同図には、測定を実施した通りの Sway（%）、Rocking（%）および１次の固有周期（T1）、減衰定数（h）も併記した。
また、図Ⅱ－Ｃ２には、高蔵寺団地の場合を上記

地盤概要と同様にして示した。
Ａ）飯島団地飯島団地の３棟の１次固有周期は、T1=0.20～

同敷地では、横浜市北方の多摩丘陵の一部を造

0.285（sec）と高蔵寺団地の T1=0.19～0.2（sec）に成している。微地形は、台地部と台地に刻まれた

比して全体的に長い。これは、明らかに両団地の二筋の浸蝕谷からなり、地表面の起伏は激しい。

地質構成に起因している。

台地は、表面の関東ローム層の下に多摩ローム

また、各棟の建物最上階における Sway+Rocking

層、屏風ヶ浦層とみられる比較的硬く締まった粘（%）は概ね 70（%）以上に達し、これら建物の短辺

土質砂、砂質シルトの土丹層（基礎）がある。

方向はほぼ剛体と見なせ、振動系は基礎部分の

上記の地盤は、第三期三浦層群の固結シルトないし砂質シルト上にある。

Sway、Rocking 動に大きく支配されていることが解る。

- 14 -

①

②

③

④

⑤

26.0
74.0
R
5
4
3
2
1

[Sway(%)][Rocking(%)]

29.1
70.9

[Sway(%)][Rocking(%)]

⑥

40.5
59.5

A
○
B
○
C
○

0
A
○
10
B
○
P.C.ピアφ=600

20
L(m)

C
○

（ａ） Ｎｏ１３棟、２ＤＫ，T1=0.285(sec) 、h1=0.055
54.1
12.6
R
5
4
3
2
1

[Sway(%)][Rocking(%)]

43.9
47.5

[Sway(%)][Rocking(%)]

50.0
38.5

0
アースドリルφ=600

C
○

B
○

10

A
○
①

②

L(m)
③

④

⑤

（ｂ） Ｎｏ１５棟、３ＤＫ，T1=0.245(sec) 、h1=0.04～0.1
27.3
40.1
R
5
4
3
2
1

[Sway(%)][Rocking(%)]

27.2
41.1

[Sway(%)][Rocking(%)]

38.1
40.2

0
B
○
A
○

C
○

直接基礎
ラップルコンクリート

10

アースドリルφ=600

L(m)

①
②
③
（ｃ） Ｎｏ２３棟、３ＤＫ，T1=0.194(sec)、h1=0.095④

図Ⅱ－C１ 飯島団地

- 15 -

⑤

①

②

③

④

A
○
B
○
C
○

38.6
41.1
R
5
4

[Sway(%)][Rocking(%)]

40.9
59.1

29.9
47.3

29.7
54.3

3
2
1

0
盛土
地山

B
A ○
○
PC 杭φ=300

10

C
○

L(m)

（ａ） Ｃ－３棟、２ＬＤＫ，T1=0.196(sec) 、h1=0.075
24.3
51.4
R
5
4
3
2
1

[Sway(%)][Rocking(%)]

25.4
51.1

[Sway(%)][Rocking(%)]

22.2
49.3

直接基礎
B ラップルコンクリート
A○
○
C
○
①

②

③

④

⑤

0
5
(m)

（ｂ） Ｋ－５棟、３ＤＫ，T1=0.186(sec) 、h1=0.062

38.1
52.3
R
5
4

[Sway(%)][Rocking(%)]

17.2
61.2

[Sway(%)][Rocking(%)]

15.2
50.6

3
2
1

0
盛土
地山

A ○
C
B○
○

10

センターオーガ式φ=600
①

②

L(m)
③

④

（Ｃ） K－６棟、３ＤＫ，T1=0.196(sec) 、h1=0.074［高蔵寺団地］
図Ⅱ－C２ 高蔵寺団地- 16 -⑤

なお、同一建物でも各測定通りで、Sway（%）、従って、T =0.186（sec）時の k-5 棟への加振力（振Rocking（%）に差異が認められる場合もあるが、こ幅）は、TX1=0.175（sec）に比して、大きく減少してれは主として、５Ｆの Rocking 変位を１Ｆの上下動いる。もし、k-5 棟への加振力が T=0.175（sec）時による回転角から求めているためである。

の値を維持していれば、k-5 棟の振幅は TX1=0.186

飯島団地 No23 棟、高蔵寺団地 K‑6 棟の基礎は（sec）で最大になる（共振）と判断されよう。

異種基礎であるが、直接基礎部分の変形が相対的に杭基礎部分に比して大きい性状が認められる。
減衰定数に関してみると、h=0.04～0.1 の範囲
Ｋ－５にあり、一般のＲＣ建物の値に比してかなり大きラップルな値と言える。これは明らかに、各棟の振動系が設 G.L.

基礎―地盤の変形に支配されているためである。

30m
G.L-5m.

以上、短辺方向に壁が多数配置されている公団

Ｋ－６

式アパートの短辺方向の振動系は、ほぼ剛体振動の性状を示し、その系は、地盤および基礎に支配

Ⅱ－Ｃ５

G.L+5m.

設 G.L.

されると言えよう。

図－ⅡＣ３ Ｋ－５棟、Ｋ－６棟
設計 G.L.基準の等高線

Ｋ－６棟加振時のＫ－５棟の振動

高蔵寺団地では、非常にめずらしい測定を実施(μ)

した。それは、k‑6 棟を加振し、k‑6 棟の振動が地盤を伝搬した、それによる隣接する k‑5 棟の振R(X)K-6 (K-6 加振)TX1=0.175(sec)60

K-5 (K-5 加振)TX1=0.186(sec)

動を測定した。
図Ⅱ－Ｃ３に、k-5 棟と k-6 棟の位置関係、設計
40

G.L.を基準とした造成前の地盤の等高線を示した。
図Ⅱ－Ｃ４に、k-5 棟、k-6 棟加振時の両棟の R階（X）の共振曲線および k-6 棟加振時の k-5 棟の共TR≒0.1820

振曲線（5F、3F、1F）を示した。

5(X)

さらに、図Ⅱ－Ｃ５には、k-6 棟加振時の k-5 棟、3

k-6 棟の各共振時の振動モードを示した。同図に

1は、k-6 棟 1F と両棟中間点地表との水平動および0

上下動波形の位相差による表層地盤の伝搬速度0.2 (sec) 0.3

図Ⅱ－C４ Ｋ－６棟加振時のＫ－５棟
およびＫ－６棟、Ｋ－５棟の共振曲線（VH、VＶ）も併記した。
上記共振曲線より、k-5 棟の 1 次

0.1

K-5 (K-6 加振)

R

R

5

5

一方、k-6 棟加振時の場合、k-5 棟

44の共振周期は、約 TR=0.18（sec）と上33

固有周期は TX1=0.186（sec）、k-6 棟はTX1=0.175（sec）である。

記の固有周期 TX1=0.186（sec）と一致せず、理論的にも不可解である。
この理由は、k-6 棟加振時の同棟の共振振幅（図Ⅱ－Ｃ４）は、T=0.186（sec）［k-5 棟１次］時では約 3 割程度減少していることに起因している。

（起）

2
1

VH=220(m/sec)
VV=400(m/sec)

k-6(TX1=0.175)
TR=0.175 (sec)

中間点(G.L.)2
1
K-5(TX1=0.186)
TR≒0.18 (sec)

図Ⅱ－Ｃ５ Ｋ－６棟加振時のＫ－６棟、Ｋ－５棟の共振モード- 17 -

Ⅱ－Ｄ

地下２階、地上９階の事務所建物

Ⅱ－Ｄ３

実験結果および振動特性

図Ⅱ－Ｄ２（ａ）に、短辺方向加振時の９、５、１階

本建物は、実験当時の代表的な中規模の事務所の、また同図（ｂ）には、長辺方向加振時の９、７、建築と言える。

４、１階の共振曲線を示した。
Ⅱ－Ｄ１

また、図Ⅱ－Ｄ３には、短辺および長辺方向の建物の概要および特徴

１次振動モードを示した。

建物名称：D 銀行名古屋支店

短辺方向の１次固有周期は、TX1=0.54（sec）と一

所在地：名古屋市

般のＲＣ造７～９階建物の値とほぼ対応している

建物概要：図Ⅱ－Ｄ１
SRC 地下２階、地上９階、と判断される。これに対して、長辺方向の１次固ペントハウス３階

有周期は TY1=0.36（sec）とかなり短いと言える。
また、振動モードにおいて、Sway（%）は、両方

軒高：31.0（m）

向とも 10（%）程度と非常に小さく、Sway 動に対基準階平面：21.6x30.0

しては地下室の根入れ効果が明確に現れている。

基礎：ピア基礎（径：1.2、2.2、3.0m）
実験者：早稲田大学構築物振動研究会

46.7(m)

実験日時：1962

P3F

本建物は、深さが‑11.3（m）と比較的深い地下RF２階を有する軒高さ 31（m）の事務所建築であり、

31.0

9F

建物の長辺方向の④通りに沿ってエレベーター
コアを配置している。
また、構造的には、①および④通りに連層耐5F

震壁が配置され、建物の長辺方向の剛性はかな
地下２階の直接（べた）基礎は、深礎地業による径が 1.2～3.0（m）のピアで支持している。
Ⅱ－Ｄ２

30.0(m)り高いと言える。
起(9F)

1F

実験概要

G.L.

B2F
-11.3(m)強制振動実験は、手動式起振機を９階に、短21.64(m)辺および長辺方向に設置して行った。

②

①

③

21.64(m)④ ①②
D(m)：1.2 1.2③ ④
2.2 3.0

図Ⅱ－Ｄ１ 地下２階、地上９階の事務所建物
9F

40

9F
10
7F
5F

20

4F
5

1F

1F
0
1.4

1.6

1.8 2.0 2.2（ａ）短辺方向

2.4

2.6

2.8(Hz)02.0

図Ⅱ－Ｄ２ 共振曲線

- 18 -

2.2

2.4 2.6 2.8（ｂ）長辺方向

3.0

3.2

3.4(Hz)短辺方向の振動モードでは、ラーメン変形が屋

0

上の全変形の約６０（%）を占め、１次振動を大きくRF
9F

支配していることが解る。
上記の短辺方向に対して、長辺方向の振動モー

20
(R)

40

0

60
RF
9F

10

(R)

ドは、Rocking 変形に大きく支配され、ほぼ剛体的振動特性を示し、先に述べた①、④通り配置された連層耐震壁によるものと推定される。そこで、

5F

5F

1F

1F

B2

B2

動振動モードおよび１次固有周期 TY1≒0.36（sec）
から、基礎固定とした１次固有周期を逆算すると、
FIXTY1≒0.16（sec）となり、本建物の長辺方向の水平剛性には、耐震壁の効果が明確に現れていると言えよう。なお、短辺方向の基礎も固定とした１次固有周期を逆算してみると、FIXTX1≒0.42（sec）となる。

TY1=0.36(sec)
TX1=0.54(sec)（ａ）短辺方向（ｂ）長辺方向
図Ⅱ－Ｄ３ １次振動モード

本建物の場合も、上記の Rocking 動に関係する
基礎の回転ばね定数は、長辺方向の値が、短辺方向に比してかなり高い値を有しているはずである。それにも拘わらず、長辺方向の Rocking（%）
は、短辺方向の値よりかなり大きく、矛盾しているように見える。これは、振動モードが、各階の、また Sway 変形、Rocking 変形の絶対値では無く、各変位の比であること、またこれらの比の値は、基礎部の Sway ばね定数、Rocking ばね定数および上部構造のばね定数（剛性）の相対比で決定さ以上、本建物の振動実験より、地下室の根入れ
は基礎部分の水平移動（Sway 動）を大きく拘束す
ること、耐震壁による剛性は極めて高いこと、また１次固有周期に大きく影響する基礎部の Sway
および Rocking（%）は、Sway、Rocking および上部構造の剛性比で評価されることが解ろう。

れるためである。

- 19 -

Ⅱ－Ｅ

さらに、図Ⅱ－Ｅ４には、X 方向加振時の共振曲整形平面の近代的事務所建物

本建物は、エレベータ･コアを建物の一方向の線で、最大のピークである TX1=0.48（sec）の、⑩

中央に集中配置した、当時の近代的事務所建築と通りの振動モード、および Y 方向加振時の、B 通言える。

りの TY1=0.456（sec）の振動モードを示した。両方向の振動モードには、地下２階で測定した上下動

Ⅱ－Ｅ１の変形も併記した。

建物の概要および特徴以上の測定結果より、図Ⅱ－Ｅ２における共振周
建物名称：E ビル

期、TX1=0.48（sec）は X 方向の、TY1=0.456（sec）

所在地：名古屋市

は Y 方向の１次固有周期、また TT=0.37（sec）は、

建物概要：図Ⅱ－Ｅ１

ねじれの固有周期であることが解る。

SRC 地下２階、地上１１階、また、Ｘ方向とＹ方向の１次固有周期には大差

ペントハウス３階が無い。

軒高：41.0（m）

ここで、両方向を基礎固定とした１次固有周期

基準階平面：45.6x43.2を逆算してみると、ＸおよびＹ方向とも、FIXT1≒

基礎：直接、べた基礎

0.28（sec）とかなり短く、耐震壁等による本建物の支持層：N=50～60 の熱田層（礫層）

水平剛性は、両方向ともほぼ同等であることが判

実験者：早稲田大学理工学研究所

明した。

実験日時：1968①

本建物は、建物中央の Y 方向に耐震壁で構成されるエレベーターコアを、①、⑩通りに連層耐震⑤

当時の近代的な事務所建築と言える。

(起：11F)X 方向には 14.4（m）の長尺な梁が配置され、同梁には、梁成 35～37（cm）の RC 梁の下端に H 型

YX

鋼（H-588x300）を付加した合成梁を採用している。
また、建物は、直接（べた）基礎で、N 値が 50～
B○60 の礫層に支持している。
Ⅱ－Ｅ２

43.2m

壁を配置し、地下２階を有する軒高さ 41（m）の、

45.6m

G
○

⑩

53.0

実験概要

P3F

強制振動実験は、手動式起振機を１１階の階段室

41.0の、短辺（X）および長辺（Y）方向に設置して行っ11Fた。実験は常時微動測定も行い、また１１階のスラ
ブ、梁についても行っている［（Ⅱ－Ｔ１）節］。
Ⅱ－Ｅ３

実験結果および振動特性

図Ⅱ－Ｅ２に、Y 方向を加振した場合の１、５、R
階における Y 方向の共振曲線を示した。
また、図Ⅱ－Ｅ３には、図Ⅱ－Ｅ２に現れている

B2F

共振周期時の１１階における平面上の振動モードを示した。なお、0.48（sec）の振動モードは、X
方向加振時の測定結果である。これらの平面振動

G.L.

1F

0.48（sec）、0.456（sec）および 0.37（sec）の３つの

-12.5
A
○

B
○

G
H
○
○

図Ⅱ－Ｅ１ 近代的な事務所建築

モードは、各階とも同様な性状を示している。
- 20 -

１次の振動モードにおいて、基礎部の水平動による Sway（%）は、Ｘ、Ｙ方向とも、S=10（%）程度と非常に小さく、地下室の根入れ効果が明確に現れている。これに対して、基礎の回転動によるRocking（%）は、上部構造の水平剛性が相対的に高いためか、R=50（%）程度の値となり、Rocking
動に対する地下室の効果はあまり認められないと言える。
また、基礎の Rocking 動による回転角（R）を求めるために測定された地下２階の上下変形の状態を見ると、Ｘ方向の回転中心は、建物中心より
G 通り側に移動している。これは、図Ⅱ－Ｅ１に

図Ⅱ－Ｅ２ Y 方向加振時の Y 方向共振曲線

見られるように、G 通り側の２、３階に大空間があり自重が偏心しているためとも考えられる。これに対して、Ｙ方向の回転中心は、ほぼ建物の中心に存在している。
一方、地下２階の上下方向の変形状態は、曲線的変形状態を示しているが、これは、基礎梁の剛性が影響していると言える。例えば、基礎梁の剛性が高いほど、最下階の上下変形は直線的になることが推察されよう。
さらに、ＸおよびＹ方向の、１次固有周期時の平面上の変形は、ほぼ平行移動した状態で振動している。これに対して、TT=0.37（sec）はねじれ周期時には、回転中心をほぼ建物の中心としたねじれ変形を示している。
上記のような純粋に捩れ振動が得られた測定例は極めて少ない。

図Ⅱ－Ｅ３ 各共振周期時の平面振動モード

以上、本建物の振動実験結果
は、高さが 20～30（m）の剛性が比較的高い建物の典型的振動性状を示していると言える。

（ａ）Ｘ方向、TX1=0.48（sec）（ｂ）Ｙ方向、TY1=0.456（sec）

図Ⅱ－Ｅ４ X および Y 方向の１次振動モード- 21 -

Ⅱ－Ｆ

連層耐震壁が偏在した区役所）

短辺方向の１次固有周期は TX1=0.4（sec）、また本建物は、センターコア形式の事務所建物である。短辺方向の１外周に連層耐震壁が配置されているため、センターコアの位置を移動している。

通常の SRC 造８階建ての建物としては、かなり短いと言える。

建物の概要および特徴

7.0

Ⅱ－Ｆ１

長辺方向の１次固有周期は TY1=0.36（sec）であり、

建物名称：F 区役所

G
○
H
○

36.0(m)

所在地：東京都
建物概要：図Ⅱ－Ｆ１
SRC 地下２階、地上８階、

起(8F)

軒高：30.8（m）
地下底面深さ：G.L.-8m

B
○
A
○

基準階平面：43.8x57.2
基礎：RC 杭基礎

6.3

49.2(m)

杭の支持層：G.L.-16m 以深の砂礫層

7.3

RF
8F

30.85(m)そこで、構造設計では、特に短辺方向の構造的

1F

G.L.

バランスを考慮して、エレベーター･コアを②通

B2F

実験者：早稲田大学構築物振動研究会
実験日時：1966
本建物の場合、短辺方向の⑫通りに連層耐震壁が配置されている。

-8.02-8.02(

り側に移動し、さらに連層耐震壁と相対する位置の、B 通り、H 通りまた②通りの一部に耐震壁を-16.52(m)配置している。

① ②

Ⅱ－Ｆ２

図Ⅱ－Ｆ１ 連層耐震壁とエレベータコアが偏心配置された建物

実験概要

⑪ ⑫

強制振動実験は、手動式起振機を８階に、短辺および長辺方向に設置して行った。また、常時微動測定も行っている。
Ⅱ－Ｆ３

TX1=0.4(sec)
14
8F-Y

12

実験結果および振動特性

図Ⅱ－Ｆ２に、短辺方向加振時に、同時測定を行った短辺方向８、５、３階、また長辺方向８、３階の共振曲線を示した。

Y

10

8F
5F-X

X
TY1=0.36(sec)

8

8F-Y

また、図Ⅱ－Ｆ３（ａ）には、短辺方向加振時の、共振周期 TX1=0.4（sec）における８階の平面上の変形曲線を、また同図（ｂ）には、長辺方向加振時の共振周期 TX1=0.36（sec）における同階の変形曲線

6
3F-X
3F-Y

4
2

を示した。
さらに、図Ⅱ－Ｆ４には、短辺および長辺方向の、１次の振動モードを示した。

0.2

0.3

0.4

0.5(sec)

図Ⅱ－Ｆ２ 短辺方向加振時の共振曲線- 22 -

短辺１次の、TX1=0.4（sec）時の８階の変形曲線

G○を見ると、短辺方向（X）の変形は、②通り側になるほど、連層耐震壁の⑫通り側に比して大きくな
り、⑫通り側が振られた振動モードを示している。

起(8F)

また、B 通りの長辺方向（Y）の変形も、短辺方向加振時にも拘わらず、大きくなっている。さらに、G 通り側の長辺方向の変形は、エレベータコ

B○

アが G 通り側に配置されているため、B 通り側に比して小さいことも解る。

②⑫（ａ）短辺方向加振時、TX1=0.4(sec)

一方、長辺方向の１次固有周期、TY1=0.36（sec）
時の変形は、各通りが長辺方向にほぼ平行移動しG○た性状を示し、連層耐震壁が面外変形となるため、同耐震壁の影響は現れていないと言える。しかしながら、加振直角方向の短辺方向にも変形しており、その変形状態は、短辺方向加振時の TX1=0.4

起(8F)（sec）のそれと良く対応している。
以上如く、短辺方向の１次固有周期、TX1=0.4

B○（sec）時の平面上変形曲線には、⑫通りの連層耐震②

壁さらにエレベータコアの位置の影響を大きく受け、B‑⑫通りをねじれ中心としたねじれの性状⑫（ｂ）長辺方向加振時、TY1=0.36(sec)時
図Ⅱ－Ｆ３ １次振動時の 8 階平面変形曲線が明確に表れてくる。なお、この変形性状は、長辺方向加振時の TY1=0.36（sec）の変形曲線にも現れている。
短辺および長辺方向の、１次振動モードにおけ

RF

RF

8F

8F

る Sway（%）は、他の建物の場合と同様に、地下(R)(S) (R)

室の根入れ効果により、S=10（%）程度と非常に小さい。また、短辺方向の振動モードは、建物のラーメン変形の割合が［1-R-S=68（%）］程度と１次

5F

5F

1F

1F

B2
TX1=0.4(sec)

B2
TY1=0.38(sec)

振動を大きく支配している。
上記の短辺方向に対して、長辺方向の振動モードには、Rocking 変形の割合がかなり大きく、エレベータコアの長辺方向の水平剛性が、かなり高いことを示している。
以上、本建物の振動実験より、特に、偏心配置された連層耐震壁の影響を大きく受け、短辺方向

図Ⅱ－Ｆ４ 短辺、長辺方向の 1 次振動モード［○
F -④通り］の１次固有周期時には、大きくねじれることが判明した。

これに対して、連層耐震壁側の⑧～⑫通りの波形には、種々の短周期成分波が現れ、②～⑧通り＜追記：常時微動に与える連層壁の影響＞
８階で短辺方向、各通りの常時微動測定を行っの測定波形と全く様相が異なっていた。これも⑫た際、②～⑧通りの測定波形には TX1=0.4（sec）が通りの連層耐震壁の影響と判断されるが、このよ

明確に卓越し、各通りの位相もよく合致している。

うな測定結果の経験は皆無であった。

- 23 -

Ⅱ－Ｇ

戦火を受けた建物

本建物は、昭和初年に建築され、戦火を受け、A○して現存している。そこで、耐震診断として、約４８年前、強制振動実験およびコンクリートの強度B○

11.0(m)

昭和２６年には３層が増築され、７階建ての建物と起(6F)

試験等が行われた。
C○
Ⅱ－Ｇ１

建物の概要および特徴①②

22.0(m)③④⑤⑥

建物名称：G ビル
所在地：東京都中央区
RC 地下１階、地上７階、増築：昭和２６年

22.6(m)

建物概要：図Ⅱ－Ｇ１

7F

軒高：22.6（m）
基準階平面：11.0x22.0
基礎：独立直接

5F

地盤：
実験者：早稲田大学構築物振動研究会
建設：昭和初年（戦火災）

実験日時：1961
本建物は、平面的には小さく、①通り側にエレ
ベータ、階段室が偏在した５角形をしている。
また、建設は、昭和初年と古く、４階建てで戦

1F

G.L.

時中に火災を受けている。戦後の昭和２６年に３B1F層が増築され７階建てとなっているが、戦後の社-4.25

会情勢を考えると、当時のコンクリート強度等は11.0(m)

あまり期待できないと言える。
Ⅱ－Ｇ２

A
○

C
○

図Ⅱ－Ｇ１ 代表的な事務所建築

実験概要

強制振動実験は、手動式起振機を６階の短辺（X）および長辺（Y）方向に設置して行った。
耐震診断の一環として、強制振動実験の他に、コンクリートの中性化試験およびシュミットハ

TX1=0.357(sec)[2.8(Hz)]

150
100

ンマーによる強度試験が行われている。

5F 短辺方向50

Ⅱ－Ｇ３

実験結果および振動特性1

図Ⅱ－Ｇ２（ａ）に、短辺加振時の５階短辺方向の、また同図（ｂ）には、長辺加振時における５階長辺2（ａ）短辺加振340

5F 長辺方向

平面上の変形曲線を示した。なお、各点の変形は、同時測定を行った短辺および長辺の変形を合成して求めている。

12

3

4 f (Hz)（ｂ）長辺加振図Ⅱ－Ｇ２ ５階の共振曲線- 24 -

5

TY1=0.263(sec)[3.8(Hz)]80

辺方向の共振曲線を示した。
図Ⅱ－Ｇ３に、短辺方向加振時の、３階における

4 f (Hz)5⑦

このように、本建物の３、４階の剛性は、戦時

図Ⅱ－Ｇ４には、１次振動の、短辺［TX1=0.375（sec）］および長辺［TY1=0.263（sec）］方向の振動モ

中の戦火により大きく低下したと判断される。

ードを示した。また、同図には、１～４、６階柱

さらに、戦後増築された６階部分の層間変形もの、シュミットハンマーによるコンクリートの平かなり大きい。これは、当時の社会状況を考えて均強度（σC）および中性化深さも併記した。

も、シュミットハンマーの信頼性は低いとは言え、増築部分のコンクリートの強度が平均強度（σC）

Ａ．振動系
短辺方向加振時の、１次固有周期［TX1=0.375

が、かなり低いためと判断される。

（sec）］における３階平面上の変形曲線を見ると、以上の如く、振動実験時の建物の振幅は、最大各測点とも長辺方向にも変形、加振方向に対しほでも 500μ（0.5mm）程度と微振動ではあるが、実ぼ４５度方向に振動、⑦通り側が振られた変形状態

験結果の固有周期、振動モード等の振動性状には、を示し、①通り側に位置する剛性の高いエレベー火災による剛性低下の影響等も認められ、振動実

タ、階段室コアの影響が現れている。

験は、極めて有用な耐震診断の手法と言えよう。

上記のねじれを伴う変形性状の影響は、長辺方向加振時の共振曲線においても明確に表れ、長辺方向は、長辺加振時にも拘わらず、短辺１次固有＜追 記＞本建物の振動実験は、大学４年の時初めて参加、手伝いをした思いで多い実験である。

周期時［TX1=0.375（sec）］においても共振し、その共振振幅もかなり大きいことが解る。
①

１次の振動モードにおいて、基礎部の水平動に

④

⑥

⑦

A
○

よる Sway（%）は、Ｘ、Ｙ方向とも、非常に小さい。
また、基礎の回転による Rocking（%）は、長辺方向で約 10（%）程度であるが、短辺方向では約 40（%）にも達している。両方向の Rocking（%）の相B○

違は、基礎部分の回転ばね定数に起因している。

起(6F)

一方、短辺および長辺方向の１次固有周期には、C○かなりの差異が認められるが、短辺の基礎固定時

図Ⅱ－Ｇ３ 短辺加振時の３階の変形曲線［TX1=0.357（sec）時］の周期を逆算すると、FIXTX1=0.288（sec）となり、長辺１次固有周期に近くなる。
これらより、短辺および長辺0方向の、上部構造の剛性には大差はなく、短辺の１次固有周期

100

200

RF
7F

0
RF

(R)

7F

は、基礎の Rocking 動により約

σC
［中性化］
(kg/cm2)(mm)
6F： 86～204 ［ 0～10］(R)
増築

３割伸びていることが解る。
Ｂ．戦火の影響、増築部分

100

5F

5F
4F： 86～173 ［26～48］

両方向の振動モードは、３階、戦火災

５階で不連続性を示し、特に短辺方向の場合、顕著である。ま

3F

3F：105～164 ［22～45］

3F
2F：154～214 ［25～37］

た、３階、４階の層間変形は相対的に大きく、両層の水平剛性

1F

は、他の層に較べ、かなり減少

1F

していると言える。この性状は、

B1F
TX1=0.375(sec)

柱コンクリート平均強度（σC）、
中性化深さの面にも現れている。

1F：114～243 ［21～30］

B1F
TY1=0.263(sec)

図Ⅱ－Ｇ４ 1 次振動モードと、コンクリート強度および中性化- 25 -

Ⅱ－Ｈ

耐震補強をした大型店舗

また、上記のトラス補強に関連して、大梁、ス
ラブも鉄板で補強しているが、補強鉄板のコンク

本建物では、短辺方向に耐震壁等が少なく、まリートの接着には主としてエポキシが用いられたスパンも最大 10.4（m）と広く、特に短辺方向のている。

耐震補強が望まれていた。
そこで、故・松井源吾先生が耐震補強の設計を

Ⅱ－Ｈ２

なされ、その効果を検討するため、振動実験を依

建物の振動測定には、常時微動測定を採用して頼されてきた。第１回目の振動測定は、耐震補強

いる。

前に、第２回目は、耐震補強直後に行われた。
上記の耐震補強は、短辺方向の架構にも関連し、
大梁およびスラブについても行われた。
Ⅱ－Ｈ１

実験概要

また、大梁、スラブの振動実験は、重錘落下の方法によっている（Ⅱ－Ｔ１項参照）。
FB 6x50 @500
(ボルト 13φ@500)

建物の概要および特徴、耐震補強

建物名称：H 大型店舗
所在地：東京都板橋区(a) スラブ補強

建物概要：図Ⅱ－Ｈ１
地上５階、１F～４F：RC 造、５F：S 造

C.L.

C.L.
L/2

軒高：20.75（m）

B：PL (6,9,12)x150

基準階平面：（10.4～20.9）x53.75
実験者：早稲田大学理工学研究所

C：PL 16x200, 16x250
A：PL 6x(350--550)
B

実験日時：1980（第１回）、1981（第２回）
本建物の長辺方向は、スパンが 3.15（m）と 4.0（m）と短く、壁も配置されている。これに対して、短辺方向はスパンも最大 10.4（m）と広く、純ラー

A

メン構造で、剛性も長辺方向に比してかなり低いCと言える。そこで、図Ⅱ－H１に二重線で示す、短(b) 大梁補強

辺方向の１～４階のＲＣラーメン架構をトラスで3F補強している。
図Ⅱ－Ｈ２（ａ）にスラブ、同図（ｂ）に大梁、また同図（ｃ）に短辺方向の架構の補強例を示した。

PL-16

①

④

⑦

⑨

⑪

(1,2,4F) (1,3F)

5F(1,2,3F) (1,2,4F)(1-4F)

(1F)

(1F)

(1F)
(2F)
(2,3F)(3,4F)(4F)

53.75(m)8.8 6.6 5.5 (m)構が採用されている。

A○

H-300x300x10x15架構の補強には、建物用途を考慮したトラス架

PL-16
PL-16
H-300x300x10x15

C
○
PL-16

D
○
F
○

⑬ ⑭

図Ⅱ－Ｈ１ 建物平面とトラス補強位置（RC 部分）

2F

6,600/2

D○C.L.

(c) 増設トラス例（⑪通り)

図Ⅱ－Ｈ２ スラブ、大梁、架構の補強例- 26 -

Ⅱ－Ｈ３

建物の実験結果および補強効果

図Ⅱ－Ｈ５には、長辺方向の補強前および補強

図Ⅱ－Ｈ３には、補強前および補強後の、短辺後の１次振動モード、固有周期を対比して示した。

方向のフーリエ解析結果を対比して示した。

長辺方向の固有周期には、補強の影響は現れず、また、図Ⅱ－H４には、補強前および補強後の、補強前後で一致している。また、長辺方向の１次短辺方向の１次振動系を対比して示した。なお、

固有周期（TY1）は 0.37（sec）であるが、その振動モ

振動モードはフーリエ振幅および実測波形の振ードには、基礎部分の Sway が大きな比率を占め

幅比より求めている。

ている。

短辺方向の１次固有周期（TX1）は、トラス補強前

そこで、長辺方向の基礎固定時の１次固有周期

は 0.47（sec）［2.15（Hz）］であるのに対し、補強後は（FIXTY1）を求めてみると、下記の値となり、長辺0.40（sec）［2.5（Hz）］と約１５％短くなっている。こ方向の１次固有周期は、Sway 動により約５割伸の固有周期の減少率より、補強トラスの効果を検びていることが解る。
基礎固定時：FIXTY1=0.25（sec）

討してみると、建物全体としての水平剛性（Kh）
は、補強により４割近く増加していることになる。
また、短辺方向の振動モードにおける Sway（%）

以上、大型店舗の補強前および補強後の振動実は２０（％）前後と長辺方向に比して小さい。この

験結果の比較により、振動実験時の変位レベルはSway 動による周期の伸びは１割程度と推察され地震時に比してかなり小さいが、両時点の振動特るが、測定されていない Rocking 動を考えると、性はかなり明確に把握できることが解ろう。

基礎固定とした場合の固有周期は 0.35（sec）以下になるものと判断される。なお、基礎部分の回転
2.5Hz（補強後）動（Rocking 動）は、常時微動測定からは明確に求1.0

められないのが通常である。

2.15Hz（補強前）

さらに、振動モード（振幅比）みると、補強前は①通り側の変形が⑭通り側に比して、相対的に大0.5

きくねじれ的変形を示している。これに対して、補強後では、③～⑭の各通りの変形には大差が無く、各階との短辺方向に平行移動した変形状態を0呈している。この補強後の変形状態には、先に示図Ⅱ－Ｈ３ 短辺方向のフーリエ解析結果（５階、⑦通り）

した図Ⅱ－H１の①～⑦通りの補強の効果が明確

1

2

3

4 f(Hz) 5に現れていると言える。
0

1.0

RF
(S)
5F
D
○

D
○
RF
5F

(S)

⑬
⑪

(RC)

⑭ RF

(S)

⑬

5F (RC)

⑦
(RC)

1F

①

③ （ａ）第１回補強前
Ta=0.47(sec)、Kha

⑨

3F

⑤

3F
2F

⑦
(RC)

1F

4F

⑪

⑨
3F

⑭

(RC)

⑤
③ （ｂ）第２回補強後① Tb=0.40(sec)、Khb=1.38･Kha

図Ⅱ－Ｈ４ 補強前および補強後の、短辺方向の 1 次振動振動系- 27 -(RC)
1F
TY=0.37(sec)（補強前：鎖線、後：実線）

図Ⅱ－Ｈ５ 長辺 1 次

Ⅱ－Ｉ

センターコア＋ＰＨ３階の市庁舎文３）

短辺(X)

長辺(Y)

本建物は、建設当初、最先端のセンターコアの⑤

市庁舎である。また、本建物は、取り壊され現存していないが、村野藤吾先生の設計、構造は内藤多仲先生による設計で、建築学会大賞を受賞している。さらに、1964 年新潟地震においても、液状化等による被害は発生していない。
さらに、スラブの振動測定も実施している［（Ⅱ
起(8F)

②

－Ｔ１）節参照］。
Ⅱ－Ｉ１

建物の概要および特徴

建物名称：新潟市役所

3.9

23.4(m)3.9

所在地：新潟市西堀通り
I○

建物概要：図Ⅱ－Ｉ１、図Ⅱ－Ｉ２

L○
P3F
11.0(m)

SRC 地下１階、地上８階、ペントハウス３階
軒高：29.55（m）
地下底面深さ：G.L.-6.0m
基準階平面：31.2x31.2

RF

基礎：摩擦杭（松杭：径 24cm、長さ 7m）

8F

実験者：早稲田大学理工学研究所
実験日時：1966

5F

29.55(m)

杭の支持層：基礎底面以深 N=7～30 の砂層

1F

G.L.

本建物の場合、３層のペントハウスを有するセンターコアの建物で、正方形の短辺、長辺方向のスパンは、7.8m とかなり大きい。
基礎には、長さ 7m の松杭が摩擦杭として、柱

6.0

B1F

下および建物中心のコア部分を主体に多数打設I○されている。

図Ⅱ－Ｉ１ センターコアの代表的建物

上記の松杭を、本建物が取り壊された時点で調査してみると、腐食等は全く認められていない。
一方、多数の摩擦杭を打設することは、一種の地

L
○

GL

盤改良に相当する。この地盤改良が、先に述べた

0

(N)
砂質
シルト

50

コ ア
部分
③

如く、地盤の液状化で大きな問題となった新潟地
震時に、液状化に対して大きな効果を発揮し、本5

褐色砂

建物には地震被害が発生しなかったと言えよう。
10
Ⅱ－Ｉ２

杭
②

実験概要

建物の強制振動実験は、手動式起振機を８階の、K○15短辺および長辺方向に設置して行った。

褐色砂

以下には、本建物の平面、構造が、短辺および長辺方向ともほぼ同一であるため、短辺方向の実験結果を主体に述べる。
- 28 -

シルト

20

砂

L
○

（ｂ）基礎（杭）伏図（ａ）地盤とＮ値
図Ⅱ－Ｉ２ 地盤および杭基礎

Ⅱ－Ｉ３

RF
5F

実験結果および振動特性

Ａ．１～３次振動系と捩れ振動系⑤

図Ⅱ－Ｉ３（ａ）には、建物の平面的ねじれ変形等を検討するための、短辺方向加振時のＲ階の共振曲線を、同図（ｂ）には、高さ方向の変形、振動モードを求めるためのＲ階、５階の共振曲線の一部を示した。
また、図Ⅱ－Ｉ４には、短辺方向加振時の、共振起 (8F)

周期 TT=0.39（sec）および TX1=0.68（sec）時のＲ階、②５階の平面上の変形曲線を示した。
図Ⅱ－Ｉ５には、短辺方向加振時の、１次固有周

TT=0.39 (sec)I○

期［TX1=0.68（sec）］における１階の上下動の変形

L○

曲線を、さらに図Ⅱ－Ｉ６には共振周期、TX1=0.68、
TX2=0.24 および TX3=0.15（sec）の１～３次の振動②

5Fモードを示した。同図の１次振動モードには、図RFⅡ－Ｉ５の上下動の変形曲線より求めた Rocking 変TX1=0.68 (sec)形も追記している。

図Ⅱ－Ｉ４ TT=0.39(sec)、TX1=0.68(sec)時の５Ｆ、８Ｆの平面変形

短辺方向の１次固有周期 TX1=0.68（sec）時には、Ｒ階、５階の平面は加振方向にほぼ平行移動した
変形状態を示している。一方、共振周期 TT=0.39（sec）時には、Ｒ、５階の平面は、図心をほぼ回転中心として回転している。この結果、TT=0.39（sec）
は本建物のねじれの固有周期である。

I○

上記のような完全なねじれ振動系が明確に発生した実験例は、私が行った多数の振動実験でも、④K○極めてめずらしい事例と言える。

L○

TX1=0.68(sec)

60

0

0
20
PRF

0
PRF

RF
8F

RF
8F

RF
8F

5F

5F

5F

1F
B1F

1F
B1F
TX2=0.24

TT=0.39(sec)

50

PRF

I 通り
○

20

③
② TX1=0.68 (sec)

図Ⅱ－Ｉ５ 短辺方向加振時の、1 階の上下動の変形曲線

RF
40

⑤

1F
J
○

20

(R)
J
○

0.3

0.4
0.5
0.6
0.7 (sec)（ａ）Ｒ階の○
I 、J○ 通りの短辺(X)方向
TX3=0.15(sec)12

TX2=0.24(sec)

8

5F

4
RF
0.12

0.16

0.20

0.24

0.28 (sec)

TX1=0.68(sec)（ｂ）ＲＦおよび５Ｆの短辺(X)方向

1F
B1F
TX3=0.15

図Ⅱ－Ｉ６ 短辺方向の 1 次～３次振動モード

図Ⅱ－Ｉ３ 短辺(X)方向加振時の共振曲線- 29 -

また、図Ⅱ－Ｉ６の振動モードから解るように、

Ｃ．連成系の１～３次振動系

本建物の１次固有周期は TX1=0.68（sec）、２次固有先の図Ⅱ－Ｉ６に示した振動モードは、例えば２周期は TX2=0.24（sec）、３次固有周期は TX3=0.15

次の振動モードの場合、かなり特異な性状を示し（sec）である。しかしながら、例えば、２次振動モている。

ードの場合、ペントハウス部分の変形がＲ階以下

以下に、これらの振動系について考察する。

の変形に比して相対的に大きくなり、一般の建物

本建物（図Ⅱ－Ｉ１）は、屋上にセンターコアを延の場合と大きく異なっている。

長した平面の小さな３層のペントハウス（PH）が上記の振動モードの特性については、後のＣ．

存在している。このため、本建物は、８階建物部

項で考察している。

分と３層ペントハウスの異なる２つの振動系からなり、同連成系の振動特性が固有値に現れたとＢ．１階の上下動変形とセンターコア

推察された。

図Ⅱ－Ｉ５に示した１階の上下動の変形曲線を

図Ⅱ－Ｉ７（ａ）には、ペントハウス（PH）と建物部

見ると、I 通りと L 通りの変形状態は、建物のセ分（B）を完全に切り離し、これらの各部分を独立

ンターライン［③～④通り］を中心にほぼ直線的の系として解析的に求めた固有周期、振動モードに基礎は回転している。

を示した。

これに対して、K および J 通りの基礎は、剛性

また、同図（ｂ）には、建物－ペントハウス連成の極めて高いセンターコア部分［③～④通り］で系（B+PH）の固有周期、振動モードの解析結果をは直線的に回転変形しているが、ラーメン構造部

実測値と対比して示した。

分の②および⑤通りに変形は、ほぼ③、④通りと連成系（B+PH）の１次、３次、４次振動の固有ほぼ同一な変形となり、全体的に直線的変形状態

周期は、建物（B）の１次～３次の値（BT1～BT3）に、を示していない。

（B+PH）の２次はペントハウス（PH）の１次（ PT1 ）上記のように、基礎部分の上下動変形曲線、すの値に良く対応していることが解る。

なわち基礎の回転動にも、上部構造の剛性分布、

図Ⅱ－Ｉ８には、上記の各系の固有振動数（固有

本建物では特にコア部分の連層壁に大きく影響

周期の逆数）と振動次数の関係を、解析値と実測を受けることが解ろう。

値を対比して示した。

PHR

PHR
(R)
T

P 1

RF

RF
(R)

5F

5F

１次
２次
３次
４次
BT1
BT2
BT3
1F
1F
B1F
B1F
( Cal) 0.605 0.242 0.194
0.126
0.683
0.24
0.184
0.127(sec)( Experi.)
0.680
0.24
0.160
（ａ）独立の建物(B)、ペントハウス(P)の T、振動モード（ｂ）建物－ペントハウス連成系(B+P)の T、振動モード
図Ⅱ－Ｉ７ 連成系(B+P)の固有周期と振動モードの振動特性- 30 -

実測値の１～３次の固有振動数（◎印）は、連成

12系の解析値（●印）でよく説明されている。
また、連成系（B+PH）の解析値、１次、２次、ずれか小さな値の方から順次対応し、いずれかの系に大きく支配されている。この性状は、（B+PH）の振動モードにも現れ、例えば、（B+PH）の２次モードでは、ペントハウス（PH）部分の変形が相対的に大きくなり、同振動モードを支配している。
以上、本建物の振動実験結果には、異なる２つの系、すなわち、建物部分とペントハウスからなる連成系の振動特性が明確に認められる。

- 31 -

固有振動数 (Hz)

３次、・・の固有振動数は、（B）または（PH）のい

108

ﾍﾟﾝﾄﾊｳｽ(PH)
建物(Ｂ)

8

（計）6

6
4

(B + PH)
（実）

2
0
1
2
3 (振動次数) 5
図Ⅱ－Ｉ８ 建物(B)、ペントハウス(PH)および(B+PH)の固有振動数と振動次数

Ⅱ－Ｊ

屋上に 70m の鉄塔を有する建物文４）

例えば、共振周期 Ｂ＋ＴＴＸ３の左側添え字（Ｂ＋Ｔ）

本建物は、高さ３１ｍの建物屋上に、６９ｍの送は、建物と塔の連成系を、また右側添え字（Ｘ３）は短辺方向（Ｘ）の３次振動系を表している。なお、

信用鉄塔が存在する建物―鉄塔連成系である。

右側添え字（ＸＴ）は、短辺方向の捩れ振動（Ｔ）を示
Ⅱ－Ｊ１

している。

建物の概要および特徴

建物名称：J 電話局

図Ⅱ－Ｊ３には、建物の短辺方向加振時の、共振

所在地：東京都目黒区

周期が最も短い BTXT=0.22（sec）時の、Ｒ階の平面

建物概要：図Ⅱ－Ｊ１

的変形モードを示した。

事務室部分：地下３階、地上９階

Ｒ階の振動モードでは、建物の短辺両端の変形

機械室部分：地下２階、地上６階が逆位相となり、BTXT=0.22（sec）は、建物部分の軒高：31.0（m）

短辺方向ねじれの固有周期であることが解る。

地下底面深さ：G.L.-15m
基準階平面：30x60
基礎：直接基礎

100.0(m)

屋上鉄塔概要：図Ⅱ－Ｊ１
プラットホーム：４階

TRF
T3F

軒高：69.0（m）
T2F

実験者：早稲田大学竹内研究室

(起)

T1F

本建物の場合、高さ 31（m）の SRC 造建物の屋上に、高さ 69（m）の送信用鉄塔がある。
このように、

69.0(m)

実験日時：1967

T1F：16x16(m2)

本建物は、振動特性が全く異なる２つの系から構成された代表的な建物－搭連成系で、その全高さが 100（m）にもなっている。
また、建物は、地上９階、地下３階の事務所部
分と地上６階、地下２階の機械室（交換機）部分か

Ⅱ－Ｊ２

31.0(m)ら構成されている。
実験概要の短辺方向（X）に設置して行った。さらに、常時15.0

強制振動実験は、手動式起振機を建物屋上階の短辺（X）および長辺（Y）方向に、また搭１階（T1F）

RF
6F
24.0(m)

9F

5F

1F

1F

B3F

B2F

微動測定も行っている。
60.0(m)Ⅱ－Ｊ３

実験結果および振動特性⑥

置し、短辺方向を加振した場合の、搭各階の短辺方向共振曲線を示した。また、同図（ｂ）には、建物屋上において短辺方向を加振した場合の、同方向のＲ、４、１階の共振曲線を示した。

30.0(m)

図Ⅱ－Ｊ２（ａ）には、搭１階（T1F）に起振機を設

Tower
(RF)

上記の図の共振周期には、後の実測値および解図Ⅱ－Ｊ１ 建物－鉄塔連成系の構造物

析的検討からの振動周期名を示している。

- 32 -③①

ここで、図Ⅱ－Ｊ２の共振曲線を見直してみると、

図Ⅱ－Ｊ５の上段には、振動次数に対する、建物

上記のねじれ周期［BTXT=0.22（sec）］の他には、２部分（Building）、塔部分（Tower）を単独に取り出し個の共振周期が現れており、建物部分で共振してた場合の固有振動数（固有周期の逆数）を、建物－

いる 0.36（sec）時の、建物の共振振幅は、屋上階が塔連成系（B+S）の値と対比して示した。なお、単

最大で、下階になるほど減少し、１次振動モード

独の建物、塔の固有振動数と振動次数の関係は、に対応している。さらに、この建物部分の共振振

両者の振動系がせん断棒の性状にほぼ近く、せん幅の性状は、塔の共振周期 0.28（sec）時にも維持さ

断変形に大きく支配されるため、横軸の０.５を通れている。

る直線で与えられる。

一方、塔の共振周期 0.28（sec）時の塔部分の共振（B+S）連成系の１次、２次、３次、・・・の固有

振幅は、搭１階（T1F）の変形が、屋上の値（TRF）

振動数は、建物または塔単独のいずれか小さな固より大きく最大となり、１次の振動モードとは異有振動数（塔１次、建物１次、塔２次、・・）からなり、２次振動的変形状態を示していると言える。

順次、対応してくる。この結果、（B+S）連成系の

以上のように、共振曲線の共振振幅から振動系

固有振動数は振動次数に対して、折れ線上に増加を推察すると、複雑な性状を示していると言える。

することになる。

図Ⅱ－Ｊ４には、上記の共振曲線の共振振幅、また測定波形の位相関係から求めた、建物－搭連成

100

系（Ｂ＋Ｔ）の、短辺方向１次～３次の振動モード(a) Towerを示した。なお、共振曲線では確認されていない

80

T1F
TRF
T2F

１次振動系は、常時微動測定から求めている。これは同固有周期が B+TTX1=0.9（sec）と長く、起振力

T =0.28(sec)≒TTX2

B+T X360が非常に小さくなり、強制振動実験では認定でき40ないためである。このような場合は、常時微動測定が極めて有用になると言える。

20

常時微動測定から求めた B+TTX1=0.9（sec）時の１T3F

次振動モードでは、建物部分の変形が塔部分に比0.1

して相対的に小さく、塔があたかも建物屋上で固0.20.3（ａ）塔 1 階（T1F）加振時

定された変形性状を示している。

0.4 (sec) 0.5
T =0.36(sec)≒BTX1

また、B+TTX2=0.36（sec）時の振動モードの場合、

B+T X2(b) Building
8 B+TTXT=0.22≒BTXT

建物部分が１次振動モード系を呈しているが、建物―塔連成系でみると、建物屋上近傍を最大とし、塔３階（T3F）をほぼ節とした、２次モードを示し

RF

4

ている。

4F
1F
0.3

一方、B+TTX3=0.28（sec）時の振動モードでは、建物部分の変形は相対的に小さく、塔部分はあたか

0.1

も２次モードを示しているが、建物―塔連成系に0.2

0.4 (sec) 0.5（ｂ）建物屋上（RF）加振時

おいては３次モードに対応している。

図Ⅱ－Ｊ２ 短辺方向加振時の共振曲線

以上、本建物連成系の１次～３次の振動モード
は、塔または建物部分の変形が相対的に大きく、塔または建物部分の振動系のいずれかに大きく

Tower
0

支配されていることが指摘される。
２

RF

上記の建物－塔連成系の固有値関係を明確にするため、模型実験および解析を実施したが、その検討結果を本建物に適用し、以下に示す。

- 33 -起（RF）
図Ⅱ－Ｊ３ ねじれ周期 B+TTXT=0.22(sec)時のＲ階の変形曲線②上記の（B+S）連成系の固有振動数の性状は、先また、図Ⅱ－Ｊ５の下段には、（B+S）連成系の減の図Ⅱ－Ｊ４に示した振動モードにも明確に現れ衰定数と振動次数の関係を示した。なお、（）内は、ている。

連成系の振動系を支配している振動系である。

連成系の１次、３次の固有周期は、塔の１次、連成系の１次および３次の減衰定数（○印）は、２次の値に支配されているため、１次、３次の振1.0、1.5（%）と非常に小さい。これは、連成系の１動モードでは、塔部分の変形が、建物部分に比し次、３次の振動系が、減衰が極めて小さい鉄骨造て相対的に大きくなっている。

である塔の１次および２次の振動系に支配され一方、連成系の２次固有周期は、建物のみの１ているためである。一方、SRC 造建物の１次振動

次固有周期に支配されているため、振動モードで系に支配されている連成系の、２次の減衰定数

は、建物部分が１次モードの如き振動をし、変形（×印）は、4.0（%）と大きく、一般の RC、SRC 造も大きい。また、この２次モードの場合、塔部分の建物と同等な値を示している。

も変形が相対的に大であるが、これは建物部分の共振振動振幅に引きずられ、結果的に２次モードを形成しているためである。

0以上、本振動実験結果には、２つの異なる系から構成される連成系の振動特性が良く現れていることが解る。

1.0

0

1.0

TRF

fi (Hz)

T3F

6

Tower

f4 ≒5.5◎5T2F(固有振動数)（起）

T1F(Tower）
1.0
RF

B3F

f1=1.1(Hz)f2=2.77
T (≒BTX1)
0.36(sec)
h2=0.04(Build.)(減衰定数)（強制振動）

B+T X23

×●

f3 =3.57(Hz)●f2 =2.77(Hz)21（常時微動）T (≒TTX1)
0.9(sec)h1=0.01(Tower)
B+T X1○(B+T)連成系○●

f1 =1.1(Hz)(振動次数)

0(Building）
1F

4

1

0
（起）

◎

Building

f3=3.57(Tower-1st)
2

T (≒TTX2)
0.28(sec)
h3=0.015(Tower)

図Ⅱ－Ｊ４ 建物－搭連成系の短辺方向の
1 次～３次振動モード

2

3

4

○

(Tower-2nd)

3
4

B+T X3

1○× (Build.-1st)5h(%)
図Ⅱ－Ｊ５ 固有振動数、減衰定数と振動次数- 34 -

Ⅱ－Ｋ

施工途中も測定した遊技建物文５）ａ）第１回（鉄骨建方完了時）：

本建物は、遊技場であるため、短辺方向に大ス
パン構造を採用し、その梁は S 造、柱は SRC 造としている。
本建物の振動実験は２回行われた。第１回目の鉄骨建方が完了、コンクリートが３階床まで打設完了、R 階以外の各階スラブ（デッキ＋コンク
リート）の施工完了、長辺方向の梁：2Ls‑65*65*6ｂ）第２回（コンクリート打設完了時）：

実験は、鉄骨が完成し、コンクリートが３階床ま

ペントハウス以外のコンクリート打設完了で打設された時点で、また第２回目は、コンクリ

上記のように、第１回の振動実験時の建物は、ートが７階まで打設された時点で実施している。

３階以上の柱および長辺方向の SRC 梁が鉄骨の状態で、また長辺方向の鉄骨柱は弱軸となり、さⅡ－Ｋ１

らに同方向の梁の断面は非常に小さく、第１回振建物の概要および特徴動実験時の、長辺方向の水平剛性は極めて低いと

建物名称：K 遊技建物

言える。

所在地：東京都新宿区

また、以下示す実験結果は、先に述べた如く、

建物概要：図Ⅱ－Ｋ１

短辺方向の場合は起振機による強制振動実験に

地下 2 階、地上７階、より、長辺方向は常時微動測定より求めている。

軒高：33.1（m）、地下深さ：-9.8（m）

さらに、減衰定数は、共振曲線から評価すると基準階平面：25.0x60.3

ともに、起振機の回転数は建物の固有振動数と一基礎：独立直接致した時点で、急停止した自由振動実験結果から支持層地盤：東京れき層も求めている。

構造概要
柱：SRC

Ⅱ－Ｋ３ 実験結果および振動特性

梁：短辺 H450-1100-25-9、

図Ⅱ－Ｋ２（ａ）および（ｂ）に、第１回および第２長辺 SRC

回の強制振動実験で得られた短辺方向の共振曲

スラブ：B2～3F：RC、線を対比して示した。

4F～7F:D.Plate（t=1.2mm）＋

また、図Ⅱ－Ｋ３には、第２回のコンクリート

メサライトコンクリート（t=25mm）

打設完了時の共振曲線［図Ⅱ－Ｋ２（ｂ）］における実験者：早稲田大学理工学研究所

共振周期 0.413（sec）、0.206（sec）時のＲ階におけ

実験日時：第１回 1968、第２回 1969

る短辺方向の平面上の変形曲線を示した。

本建物は遊技場であるため、短辺方向は 21.6（m）の大スパンとし、同方向の梁は S 造また柱はの短スパンとし、梁は各階とも SRC 造としている。また、短辺方向の外周にはブレースが配置さ
れている。

(BRS)

③

RF

33.1(m)

7F
5F
(S)

実験概要

⑦

振動実験は、第１回、第２回の場合とも、短辺

起(7F)
(SRC)

方向に対しては起振機を設置（第１回：7F、第２回：RF）した強制振動実験を、また長辺方向は常⑫時微動測定を実施した。
２回実施した振動実験時の建物の施工状況は、以下の通りである。

- 35 -

47.2(m)

Ⅱ－Ｋ２

(BRS)

①

13.1

SRC 造としている。一方、長辺方向は、約 3.75m

1F
B1F
B2F

ブレース(BRS)

25.0(m)25.0(m)
図Ⅱ－Ｋ１ 大スパンの遊技場

G.L.
-9.8(m)さらに、図Ⅱ－Ｋ４（ａ）、（ｂ）には、第１回と第２

従って、鉄骨建方完了時の各固有周期は、３階回の１次、２次の振動モードを対比して示した。

以上の鉄骨架構に支配・決定されていることが理

なお、短辺方向のモードは、強制振動実験で、解できる。

長辺方向は常時微動測定で求めている。また、同一方、第２回コンクリート打設完了後の各振動

図には、減衰定数も併記した。

モードには、第１回鉄骨建方完了時のような不連
Ａ．第１回および第２回実験時の振動系

続な性状は見られず、高さ方向の水平剛性は連続

第１回鉄骨建方完了時の、短辺方向の共振曲線的であると言える。

には、短辺方向１次の TX1=0.55（sec）および２次の TX2=0.185（sec）の、共振周期が現れている。

TX1=0.55(sec)

一方、上記の共振曲線に対して、第２回の短辺方向の共振曲線においては、４個の共振周期が認められるが、共振周期 0.413（sec）、0.12（sec）は、

7F

800
600

TX2=0.185(sec

短辺方向の１次（TX1）、２次（TX2）の固有周期である。また、0.28（sec）は常時微動測定結果より、長

400

5F

200

7F

辺方向の１次固有周期（TY1）であり、0.206（sec）
は、図Ⅱ－Ｋ３から、短辺方向のねじれの固有周

4F

3F期であることが解る。

0.16 0.18 0.2
Ｂ．Ｓ造からＳＲＣ造に移行に伴う振動系の変動
第１回実験における鉄骨建方完了時の、短辺方向の１次［TX1=0.55（sec）］および２次固有周期［TX2=0.185］は、３階以上のコンクリート打設（第２回）により、TX1=0.413、TX2=0.12（sec）に移行しているが、大きく短周期側に移行していない。これは、短辺方向の場合、同方向の梁が鉄骨のためである。なお、柱のコンクリート打設による短辺方向の剛性増加率を１次固有周期の面から概算

X1

RF

TX2=0.12(sec)

30 RF
5F
20 3F

ねじれ
0.206(sec)

5F

TY1=0.283F

101F

すると、約８割程度増加していることになる。
一方、第１回鉄骨建方完了時の、長辺方向の１3F0.52 0.54 0.56 0.58(sec)（ａ）第１回、鉄骨建方完了
時
T =0.413(sec)

50
40

5F

0.1

次［TY1=1.9（sec）］および２次固有周期［TY2=0.6］

1F
0.2
0.3
0.4
0.5(sec)（ｂ）第２回、コンクリート打設完了時

図Ⅱ－Ｋ２ 短辺方向の共振曲線

は、非常に長い。これは、実験概要の項で述べた如く、施工中のため、柱は弱軸の鉄骨状態で、また長辺方向の梁断面は 2Ls‑65*65*6 と極めて小（起）さいためである。
しかしながら、これらの梁、柱にコンクリート

RF

TX1=0.413(sec)が打設されると、１次固有周期［TY1=1.9（sec）］は0

TY1=0.28（sec）と大きく減少し、梁、柱のコンクリ

ねじれ：0.206(sec)ート打設により、長辺方向の剛性は、約４５倍と大きく増加していることになる。
第１回鉄骨建方完了時の１、２次の振動モード
は、短辺、長辺方向とも、３階から急激に増大し同床位置をあたかも固定にした変形をしている。

- 36 -①③⑦

図Ⅱ－Ｋ３ 第２回、コンクリート打設完了時の短辺加振時のＲＦの変形曲線⑫なお、第１回および第２回の振動モードにおける Sway（%）、Rocking（%）は、ほぼ零であり、本建物は基礎固定と見なせる。

RF

RF

7F

7F

これは、鉄骨造が主体の上部構造の剛性が、短5F

辺および長辺方向の場合とも、基礎部分の剛性に

5F
柱梁
(S)

比して、相対的に小さいためである。
また、短辺方向の減衰定数［図Ⅱ－Ｋ４］の面か

3F

3F
(SRC)

らみると、第１回鉄骨建方完了時の値は、hX1=0.36（%）と非常に小さい。この値は、１次の振動モー

1F

1F

ドにも関係するが、３階以上の純鉄骨造の値に支配されているためである。これに対して、第２回
コンクリート打設完了後の１次振動の減衰定数は、hX1=3.7（%）となり、一般の中低層建物の値に

（短辺）

（長辺）

B2
TX1=0.55(sec) TX2=0.185
hX1=0.36(％)
hX2=1.34

近づいている。
以上、振動実験を同一建物で、鉄骨建方完了時

B2
TY1=1.9(sec) TY2=0.6（ａ）第１回、鉄骨建方完了時
RF

RF

7F

7F

5F

5F

およびコンクリート打設完了時の２回実施した

これに対して、コンクリート打設完了時の第２回実験時の建物振動は、大スパンの短辺方向の梁柱（SRC）

造特有の振動特性を示す。
3F

3F

がＳ造ではあるが、特に柱のコンクリート打設による剛性効果が固有周期、振動モード、さらに減衰定数に明確に認められ、貴重な設計資料を得ることが出来たと判断される。

1F

1F
B2

（短辺）

B2

柱(SRC)

結果、第１回鉄骨建方完了時の建物の振動は、Ｓ（長辺）

TX1=0.413(sec) TX2=0.12
TY1=0.28(sec)hX1=3.7(％)
hX2=5.26（ｂ）第２回、コンクリート打設完了時

図Ⅱ－Ｋ４ 短辺、長辺方向の 1 次振動モード- 37 -

Ⅱ－Ｌ

大規模鉄骨造変電所文６）

また、図Ⅱ－Ｌ４には、短辺方向加振時の、共振

本建物は、高さ２５.２ｍ、２階建ての鉄骨造の大周期 TX1=0.56（sec）および TT=0.42（sec）における２階短辺方向の平面上の変形曲線を示した。

規模変電所である。

短辺方向の１次固有周期は TX1=0.56（sec）、また
Ⅱ－Ｌ１

２次固有周期は TX2=0.168（sec）であるが、両振動

建物の概要および特徴

建物名称：L 変電所

モードと短辺方向の構造特性を対比してみると、

所在地：茨城県

１次の振動系は２階部分の振動系に、また２次の建物概要：図Ⅱ－Ｌ１

振動系は１階部分の振動系に支配されているこ

Ｓ造、地上２階、とが推察される。なお、この短辺方向の振動系は、

軒高：25.2（m）

先の（Ⅱ－Ｊ）項で示した建物－塔連成系の場合と基準階平面：66.0x104.5

対応していると言える。
一方、共振周期 TT=0.42（sec）は、図Ⅱ－Ｌ４より、

柱：φ600-12ｘ２ラチス柱梁：h=60～120cm のＩ型組立梁

短辺方向のねじれの固有周期である。なお、短辺ブレース：∧型φ318.5-8方向には、このねじれ振動の他に、ある通りのみ

スラブ：6mm チェッカーPLが共振する部分振動も発生している。この理由として、水平ブレースを抵抗要素とした床スラブのX－水平ブレース L75-75
基礎：PC 杭（φ500、L=12m、204 本）

水平剛性は、一般のＲＣスラブに比してかなり小杭の支持層：G.L.-12m 以深の砂礫層

さこと、また大変形が発生しないとブレース効果を期待できないことが挙げられる。

実験者：早稲田大学理工学研究所

本建物は、２階建ての鉄骨造の変電所であるた①

め、階高が９ｍ～１３ｍと高く、最大のスパンも約

13.25

25.2(m)

実験日時：1969

１６ｍと大きい。

Ⅱ－Ｌ２

実験概要

強制振動実験は、電動式起振機を２階に、短辺および長辺方向に設置して行った。また、常時微Ⅱ－Ｌ３

実験結果および振動特性

(1F)

（起）
A
○

Ａ．短辺方向

B
○

2RF

C
○

2F

辺方向加振時の、それぞれの方向の２ＲＦ、２Ｆの共振曲線を示した。
び TX2=0.168（sec）時の短辺方向振動モード［⑦通り］を示した。

D○

25.2(m)GF

図Ⅱ－Ｌ２（ａ）、（ｂ）に、短辺方向加振時および長図Ⅱ－Ｌ３には、共振周期 TX1=0.56（sec）時およ

23.0

1F
20.0

1FR

9.35

23.0

66.0(m)
図Ⅱ－Ｌ１ 鉄骨造の大規模変電所- 38 -

1F

2F

104.5(m)

③
(2F)

⑧

動測定も行っている。

④

ートと水平ブレースを併用している。

⑥

また、床スラブには、t=6mm のチェッカープレ⑦に配置されている。

1F：RC-Wall (t=18cm)、ブレース

辺方向では１階の A、F 通り、２階の C、D 通り

2RF

ブレースは、短辺方向では１階の各通りに、長なお、上記の１次および２次の振動系について、
TT=0.42(sec)

短辺方向を簡略な並列モデルに置換し、解析を実施したが、ねじれの共振周期［TT=0.42（sec）］の振

200

200

動系は、①および⑧通りを自由とした床（梁）の短辺水平方向の２次振動系に対応し、その解析によ

TX1=0.56(sec)

る周期は、0.439（sec）と求められている。
上記振動系における１次振動モードは、建物のTX2=0.168(sec)100

１次固有周期 TX1=0.56（sec）時のそれに対応し、そ2RFの解析周期は 0.54（sec）と得られている。
以上、短辺方向の振動系には、長辺方向の、水2F

平剛性の低い床スラブの変形に支配され系も存0.1

在している。

0.2

0.3

0.4

0.5 (sec) 0.6（ａ）短辺方向加振Ｂ．長辺方向図Ⅱ－Ｌ５には、長辺方向の解析モデルを、また150

同解析結果（鎖線）と実験結果（実線）の固有周期および振動モードを対比して示した。

TY1=0.336(sec)
2RF

100

建物の長辺方向のモデル化に際しては、実測値2Fの振動モード（実線：図Ⅱ－Ｌ５）では、コンクリー
ト壁およびブレースが配置されている１階、Ａ通

TY2=0.133(sec)50

りの変形が相対的にほぼ零と見なせ、また１階の各柱柱脚の変形もほとんど発生していないことを考慮し、以下のようにモデル化している。

0.1

0.2

長辺方向の固有周期、振動モードの解析では、２階部分に１ＲＦの質量を集中させ、Ａ通りおよび

0.3

0.4 (sec) 0.5（ｂ）長辺方向加振
図Ⅱ－Ｌ２ 短辺および長辺方向の共振曲線

１階柱脚を固定とした軸対称の３質点系の解析モデルを作成し、解析を行った。なお、水平方向のばね定数は、床の水平剛性で、鉛直方向は柱の

0

100

0

20
①

2RF

水平剛性で評価している。
解析値の１次固有周期 CTY1=0.451（sec）は、実測

GF

値 TY1=0.336（sec）に比してかなり長くなっている③

が、解析値の振動モードは、A～C 間の床変形、また２階部分の変形がブレース効果により相対2F的に小さい等、実測値の性状をよく説明している。
一方、解析値の２次固有周期 CTY2=0.141（sec）⑤

1FR

は、実測値 TY2=0.133（sec）にほぼ対応している。
⑦

また、２次振動モードは、２階部分が存在するＣ、
Ｄ通りの２次振動モードに支配されていることが、実測値および解析値から解る。
なお、３次の振動系は、振動実験で求められていないが、２階床部分の水平方向の、高次の振動系に支配されており、Ｃ、Ｄ通りの高さ方向の変形はそれに追従した２次振動系を示している。

- 39 -

1F⑧［○
D -⑦通り］

D○D○

T X1=0.56(sec) TX2=0.168 TX1=0.56(sec) TT=0.42
図Ⅱ－Ｌ３ 短辺方向の振動モード図Ⅱ－Ｌ４ ２Ｆ短辺方向の変形曲線

以上、長辺方向の振動系、特に振動モードでは、

上記の振動実験および解析より、鉄骨造の大規

長辺方向の１階、２階の、剛性の高いブレースの模建物の振動特性には、ブレース等の構造特性が配置に大きく影響され、スラブ変形も伴い立体的明確に表れとともに、ブレース床の水平剛性は、な変形を示している。

微震同時には大きく期待できないと言える。

2RF

R2F

R2F

R2F

2F

2F

2F

解析モデル
(Fix)
2F
C
○
1F

B
○
A
○

C
○

C
○
B
○

B
○
A
○
（実験：実線） TY1=0.336(sec)（計算：鎖線）CTY1= 0.451(sec)

C
○

A
○
TY2=0.133(sec)
CTY2= 0.141(sec)

図Ⅱ－Ｌ５ 長辺方向の解析モデル、実験結果と解析結果の比較- 40 -

B○
A○
TY3=- - - T
C Y3= 0.097(sec)Ⅱ－Ｍ

５階建て免震独身寮文７）

Ⅱ－Ｍ３ 実験結果および振動特性

本建物は、５階建ての独身寮で、１階直下に免Ａ．常時微動測定波形
図Ⅱ－Ｍ２（ａ）、（ｂ）に、短辺の方向の、建物の震ゴムおよび鉛ダンパーを配置している。振動実
験は常時微動測定により行い、その後、地震観測

支持が免震ゴム（L－支持）の場合、また鉛ダンパーも設置（LD－支持）した建物屋上Ｒ階、１階およを実施している。

び基礎底板の常時微動測定波形の一例を示した。
Ⅱ－Ｍ１

１階とＲ階の波形は、両支持の場合とも、ほぼ

建物の概要および特徴

同振幅、同位相で正弦波的に振動している。これ

建物名称：M 社独身寮に対して、基礎底板では地盤の振動に大きく支配

所在地：横浜市緑区市ヶ尾

され、振幅も小さくランダムな性状を示している。

建物概要：図Ⅱ－Ｍ１

また、免震ゴム支持の波形は、鉛ダンパー設置

RC 地上５階時に比較して、かなり長周期で振動している。

軒高：11.9（m）
基準階平面：14.4x25.2

C○

基礎：免震ゴム＋鉛ダンパー、直接基礎
地層：

B
○

14.4m

G.L.-0.3～-4.8m ：固結シルト、N=20～50
G.L.-4.8～-23.5m ：細砂、N>50
G.L.-23.5～-34.5m：土丹、細砂の互層 N>50
実験者：早稲田大学理工学研究所○
A

実験日時：1992.4
25.2m
本建物は、RC 造の中層建物で、上部構造の剛①⑤R計されている。また、１階の下部には高さ２ｍの

4免震層があり、各柱下には円形の免震ゴムおよび3

鉛ダンパーが設置されている。なお、１階は食堂

G.L.+11.9

2.0 3.45 2.7 2.7 2.7m

性は、短辺および長辺方向とも同一になるよう設

2

管理室等で、２階以上が独身用個室となっている。
地盤は極めて良好で、基礎には、直接独立基礎

1

G.L.

B

が採用されている。

Ⅱ－Ｍ２

実験概要

測定は、免震構造が免震ゴム（L－支持）の場合、

図Ⅱ－Ｍ１ 免震建物の平面、長辺断面
10 RF
10

1F

1

BF

向は高い。鉛ダンパーは、微少変形では剛性が高10RFく、減衰は小さい。鉛ダンパーの減衰機構は、大101F変形を受け、その塑性履歴によることになる。

1

BF

および建物完成時である免震ゴム＋鉛ダンパー（LD－支持）設置時について行っている。
免震ゴムのせん断剛性は、極めて低いが鉛直方（ａ）免震ゴム支持（L－支持）振動実験には、免震ゴムのみの場合、固有周期が非常に長くなるため、両ケースともを常時微動測定を採用している。

0

5

10

15

20

(sec)

30

（ｂ）免震ゴム＋鉛ダンパー支持（LD－支持）

上記振動実験後には、地震観測も行われている。

- 41 -

図Ⅱ－Ｍ２ 短辺方向の常時微動測定波形例

Ｂ．固有周期と振動モード

ここで、振動モードが明確な免震ゴム＋鉛ダン

図Ⅱ－Ｍ３に、免震ゴム＋鉛ダンパー（LD－支持）時の建物平面上の変形モードを示した。

パー（LD－支持）の振動モードおよび固有周期より、建物１階を固定とした１次固有周期を逆算し短辺方向がほぼ並進振動している LDTX1=0.64てみると、FixT1=0.22～0.23（sec）と求められ、同程（sec）は、１次の固有周期である。これに対して、度の高さの、ＲＣ建物の値とほぼ対応しているこ

LDTT=0.54（sec）時には、建物平面がほぼ純粋にねとが解る。一方、この基礎固定時の FixT1 を、免震じれており、同周期はねじれの固有周期であるこゴム（L－支持）の固有周期と照らし合わせてみるとは解る。

と、（L－支持）の振動系は、建物部分を剛体とし

なお、上記の捩れ振動は、免震ゴム（L－支持）の場合にも明確に現れており、これらの固有周期

た、免震ゴムのせん断変形にほぼ決定されていると判断される。

については後に纏めて比較検討している。
図Ⅱ－Ｍ４（ａ）に、免震ゴム（L－支持）の、短辺

Ｃ．減衰定数
免震建物の場合、固有周期を伸ばし、地震時のおよび長辺方向１次の固有周期、振動モード（Ｒ
階変形＝1.0）を対比して示した。また、同図（ｂ）には、免震ゴム＋鉛ダンパー（LD－支持）の場合を

応答加速度を減少させることに主眼があるが、これに伴い建物の応答を減少させる減衰性をいかに確保するかが大きな問題と言える。

同様にして示した。
免震ゴム支（L－支持）の場合、３Ｆの変形が１Ｆお

①

②

③

④

⑤

よびＲＦの値に比して相対的に大きくなっている

C○が、建物部分は、ほぼ剛体的に平行移動している。

T =064(sec)

LD X1

また、短辺と長辺方向の変形状態にはほとんど差B○異が認められない。
また、鉛ダンパー設置後の（LD－支持）の場合も、短辺と長辺方向の振動モードはほぼ一致している。またＲＦ、３Ｆおよび１Ｆの変形はほぼ直線上に○Aあり、（L－支持）の場合とかなり異なっている。

T =054(sec)

LD T

短辺と長辺方向の１次固有周期は、（L－支持）図Ⅱ－Ｍ３ 建物平面の変形（ゴム＋鉛ダンパー支持）

および（LD－支持）の場合とも、多少異なっている

0が、振動モードが直線的な（LD－支持）の値から推察すると、特に上部構造の剛性は短辺と長辺で大

1

0

RF

RF

4F

4F

3F

3F

2F

2F

1F

1F

BF

BF

1

差が無いと判断される。
一方、免震ゴム支持（L－支持）の１次固有周期
は 1.8（sec）前後と非常に長く、２５階前後の高層建物の周期に対応している。これに対して、鉛ダンパーを設置（LD－支持）すると、１次固有周期は、
約 0.6（sec）と短くなり、ＳＲＣ造１０階程度の建物の値に対応している。
上記の（L－支持）から（LD－支持）に移行した時の１次固有周期の減少は、鉛ダンパーの剛性付加によるものであるが、両支持の固有周期の変化より鉛ダンパーの剛性を求めてみると免震ゴムの
概ね７～８倍の値となる。この値は、極めて微震動の場合であるが、地震時の値が問題となる。

- 42 -（ａ）免震ゴム支持（ｂ）免震ゴム＋鉛ダンパー○：LTX1=1.75sec（短辺）○：LBTX1=0.65sec（短辺）×：LTY1=1.85sec（長辺）×：LBTY1=0.62sec（長辺）図Ⅱ－Ｍ４ 鉛ダンパー設置前後の振動モード

本免震建物の場合、問題となる減衰を鉛ダンパーに期待している。

図Ⅱ－Ｍ６には、Ｎｏ.４地震のＲ階観測波形のフーリェ・スペクトルを示した。

そこで、常時微動測定波形において、１次固有スペクトルには、１次振動の 0.67（sec）の他に、周期のバンドパスフィルターを適用し、自由振動

約 0.11（sec）も卓越している。この周期は、Ｎｏ.１地波形に近似した波形部分より、減衰定数を算定し

震では、さらに大きく卓越している。同周期ではてみた。

Ｒ階と１階の水平変形が逆位相になり、建物が１

免震ゴム（L－支持）の場合の、減衰定数は、ダ次とは逆方向に回転する２次振動系である。

ンパーが設置されていないため、Lh1=0.3（%）前後の値を示し、零に近いと言える。

以下に、常時微動測定時と地震時の各値を概略対比してみる。

一方、鉛ダンパーも設置した（LD－支持）の値は、常時（L－支持）鉛ダンパ
LDh1=0.6（%）前後と多少増加しているが、１次（sec）

ーの効果はほとんど現れていない。なお、減衰定減衰 h（%）

数は、Ｓ造高層建物の場合 1～2（%）、中低層ＲＣ建物では 3～5（%）と求められている。
このように、鉛ダンパー設置の場合も、減衰定数が極めて小さい。それは、先にも述べた如く、（LD－支持）地震時

1.7～1.8

0.6 ～0.7

0.67

0.3

0.6

4～19

以上、震度４程度の地震時の、建物の１次固有
周期は、微振動時と同程度である。一方、等価な粘性減衰定数は、設計上十分期待できよう。

鉛ダンパーは、その変形が大となりその塑性化、すなわち履歴減衰に期待しているが、本常時微動Noの鉛ダンパーの減衰性については、次に述べる。

央

地

名

日 時

M

横浜

震源

最大

震度

深さ

Acc.

1

茨城県南西部

92. 8.27

4.7

2

57

9.4

2

東京湾

92.10.14

4.1

2

63

19.1

3

神奈川県東部

92.11.49

3.9

1

39

19.1

4

茨城県南西部

93. 5.21

5.4

4

61

16.4

測定時の振幅 10（μ）以下では、履歴減衰が出現しないためである。なお、変形が大となる、地震時

震Ｄ．地震時の振動特性
表Ⅱ－Ｍ１に、地震計設置後、約１年間に観測

20
1.5Hz (0.67sec)

された主なる地震の諸元を示した。
図Ⅱ－Ｍ５に、Ｎｏ.４地震のＲ階観測波形および同図の解析モデルによる解析波形を対比して示した。なお、同解析モデルでは、建物部分を剛109.2Hz(0.11sec)

体とし、免震ゴム、鉛ダンパーを水平ばね、上下
ばね置換し、建物の剛心と重心との差異により発生する回転動も解析に導入している。
解析値は観測波形を全体的に良く説明し、観測
波の短周期は上下動、回転動よることが判明した。

0

2

4

6

8

(Hz) 10

図Ⅱ－Ｍ６ 観測波フーリェ･スペクトル［93.5.21］
(gal)
15

（ａ）観測波形

015（ｂ）解析波形

0

0

5

10

15

(sec)

20

図Ⅱ－Ｍ５ Ｒ階観測波形と解析波形［93.5.21 茨城県南西部地震］- 43 -

解析モデル

Ⅱ－Ｎ

直径３５ｍの高圧球型タンク

また、起振機をタンクにアンカーするために、

本球型タンクは、当時、旧円筒タンクから移行され始めた時に建設され、その耐震性を検討する
ために振動実験が実施された。なお、球型タンク

その端部をタンクに溶接することが望まれたが、熱応力の関係から許可されず、鉄板を接着材でタンクに接着し、それからアンカーを取っている。

は、高圧でガスを貯蔵するため、溶接に関しては極めて厳重な検査が行われていた。
F
Ⅱ－Ｎ１

基礎･柱脚

構造物の概要および特徴

回廊 (M)

構造物名称：N 社球型ガスタンク
Top

所在地：東京都荒川区
建物概要：図Ⅱ－Ｎ１

17.67(m)

タンク：鋼鉄製球型（（起）起

軒高：37.5（m）

鋼管柱：φ600-t7
タイロッド：φ65

内径：35.56（m）
肉厚：35（mm）

Top

基礎：独立杭基礎（起）37.5(m)

鋼管杭：φ508-12、L=33（m）、
杭支持層：砂礫層（N>50）

内径：35.56(m)
厚さ ：35(mm)地盤：G.L.-24m：シルト、粘土 N=2～3-24m：細砂、-38m：砂礫
実験者：早稲田大学理工学研究所

M

19.3(m)F

G.L.

実験日時：1969
本球型タンクは、半径が約 35m、高さが約37.5m の大規模球型ガスタンクで、鋼管柱で支持され、地震時水平力は、Ｘ型のタイロッドで抵抗させている。
表層地盤は、G.L.-24m 近傍まで軟弱シルト層である。また、基礎は、各柱下の独立フーチングの杭基礎で、基礎梁は断面が 0.5x0.9（m）と比較的小さく、リング状に配置されていた。

0.6

G.L.

0.9

基礎平面 ：1.8x3.0(m)基礎梁断面：0.5x0.9(m)上記リング状基礎の、地震時における一体性は、タンクの規模からみると、かなり低いと判断され、この後、基礎梁リング内に約 30cm のコンクリー

3.0(m)

トを打設し、基礎梁の剛性を補強して頂いた。

Ⅱ－Ｎ２

鋼管杭：φ508-t12、L=33(m)

図Ⅱ－Ｎ１ 球型ガスタンクとその基礎
0

実験概要

5

10

15(sec)

強制振動実験は、手動式起振機をタンクの頂上に（X 方向）に設置して行った。また、振動測定は常時微動について行うとともに、強制振動実験時に、起振機の回転を急停止し、自由振動測定も実自由振動：h1 = 0.86 (%)
共振曲線：h1 = 1.02 (%)
図Ⅱ－Ｎ２ 起振機の急停止による
自由振動波形と減衰定数施した。

- 44 -

Ⅱ－Ｎ３

実験結果および振動特性

TX1=0.715 (sec)

図Ⅱ－Ｎ２に、起振機の回転周期が固有周期に250

Top – X
M-X

達した時点で、起振機の回転を急停止さ求めた自由振動波形を示した。

200

図Ⅱ－Ｎ３に、Ｘ方向加振時の、ＸおよびＹ方
向の、Ｔｏｐ（頂上）、Ｍ（回廊）およびＦ（基礎）の共振曲線を示した。
図Ⅱ－Ｎ４ に は、上 記の 共振周期 TX1=0.715（sec）および TY1=0.72（sec）時のＭ階、Ｔｏｐの平面

TY1=0.72 (sec)
150

100

上の変形状態を、また、図Ⅱ－Ｎ５には、加振（Ｘ）
方向の１次固有周期 TX1=0.715（sec）時の振動モ

Top–Y
M-Y

50

ードを示した。

F-X

加振（Ｘ）方向の１次固有周期［TX1=0.715（sec）］
に対して、共振周期 0.72（sec）時には、加振直角（Ｙ）方向が共振することより、TY1=0.72（sec）は、
Ｙ方向の固有周期と判断される。
なお、Ｘ方向とＹ方向の架構は設計上同一であ

0.6
0.7
0.8(sec)
図Ⅱ－Ｎ３ 短辺方向加振時の共振曲線
TX1=0.715(sec)

るが、上記の両方向の固有周期の差異は、施工上の剛性差により発生したものとも考えられる。
また、球形タンクは、全体的に平行移動した変

M

（起）
Top

形状態を示し、タンクの最下端も基礎（地表）に対して最上端の変形とほぼ同一である。
実験時には、タンクが施工中であるため、タンクの最下には地中からの配管が接続されていない。従って、配管がタンク下端に接続された場合、それがタンクの振動性状に与える影響は不明であるが、実際の配管設計では、タンク下端と地中からの配管の接続部にはユニバーサルジョイン

TY1=0.72(sec)
図Ⅱ－Ｎ４ Ｍ階の、TX1=0.715(sec)およびTY1=0.72(sec)時の平面変形

トを採用するとのことであるため、地震時の挙動

1

は、実験値に近いとも推察される。
本球型タンクの減衰定数は、純鉄骨架構の特徴と言える約１％と非常に小さい。

0
Top

タンク

さらに、本球型タンクの実験時の１次固有周期を解析してみると、実験値 TX1=0.715（sec）に対しMて、ブレースが圧縮側、引張り側も抵抗する場合
は 0.64（sec）、引張り側のみが抵抗する場合は 0.9

架構（sec）となる。実験時の１次固有周期は、両計算値の中間に位置しているが、地震動が大きくなると、その振動周期は 0.9（sec）に近づくと判断される。
以上、タンク自体の応力解析等の研究は数多いが、上記の如き振動実験は極めてめずらしく、貴重なデータと言えよう。

- 45 -F
TX1=0.715(sec)
図Ⅱ－Ｎ５ １次固有周期 TX1=0.715(sec)時の振動モード

また、図Ⅱ－Ｏ３には、起振機を異なる３カ所

Ｔ字型平面で形状が複雑な校舎

本建物は、１２階の高層棟と８階の低層棟がＴ字型に配置され、立体的にも複雑な形状をしている。
また、本建物は、村野藤吾先生の設計で、構造は内藤多仲先生により行われ、建築学会大賞を受賞した極めて美しい建物である。残念ながら、この建物も取り壊されることになったが、この件に（図Ⅱ－Ｏ１）に設置し加振して得られた、多数の測定データより求められた各共振周期時の立体的変形曲線を纏めて示した。
上記の図Ⅱ－２．２の共振曲線に卓越している
５個の共振周期の振動系は、図Ⅱ－Ｏ３の振動モードより、表－Ｏ１のように説明される。

ついては、後に新聞記事（図Ⅱ－Ｏ４）を掲載する。

49.2(m)⑨ ⑪①
建物の概要および特徴

建物名称：早稲田大学文学部校舎

中 庭

建物概要：図Ⅱ－Ｏ１

高

A棟
X

Ａ棟 32.8m、Ｂ棟 19.6m
Ａ棟：6.2x27.2、

礎

K
○
6.15

Ｂ棟：6.8x49.2
基講堂

起(12F)

地下底面深さ Ａ棟：-5.9m、Ｂ棟：-2.5m
基準階平面

地上２階

Y

地下～地上３階：SRC
４階以上：RC

軒

C
○

地上１階

B棟

所在地：東京都新宿区
構造

A
○

6.8

Ⅱ－Ｏ１

⑰

27.2(m)

Ⅱ－Ｏ

PRF
RF
12F

Ａ棟：直接、
Ｂ棟：RC 杭（D=60cm､L=6m）

37.2(m)32.8
A棟

Ａ棟の支持層：G.L.-5.5m 以深の砂礫層
B棟

実験者：早稲田大学理工学研究所

19.7

8F
7

実験日時：1967
本建物の場合、１２階の高層棟と８階の低層棟がＴ字型に配置され、鉄骨は建設当時の経済的理

1
B1

由より３階までとなった。また、高層棟（Ａ棟）は、短辺方向がほぼ１スパンで、８階以上が片持ち梁的構造と言える。
Ⅱ－Ｏ２

G.L.
-5.9(m)

図Ⅱ－Ｏ１ 平面的にも形状が複雑な建物

実験概要

強制振動実験は、建物形状が複雑なため、手動式起振機を１２階の３カ所に設置し、建物の立体

0.46(sec)

0.24～0.25100

的変形状態を把握するため、ＸおよびＹ方向の同X(12F)

時測定を多点で実施した。
50
Ⅱ－０３

0.19(sec)

0.27～0.28
0.34

実験結果および振動特性

図Ⅱ－Ｏ２に、共振曲線の一例として、１２階、Y(12F)

K 通りのＸ方向に起振機を設置して加振した場
合の、１２階、C－⑫通りの、同時測定によるＸおよびＹ方向の共振曲線を示した。

0.1

0.2

0.3

0.4

0.5(sec)

図Ⅱ－Ｏ２ Ｘ方向加振時、１２階Ｘ，Ｙ方向の共振曲線［加振位置：K○ 通り X、測定：C－⑫通り］- 46 -

- 47 -

低層（起）

TX1=0.46(sec)

低層：7 階

TY=0.24～0.25(sec)、高層 T ねじれ

高層

高層：12 階

高層

TY1=0.34(sec)

TX2=0.19(sec)、低層 T ねじれ

高層

（起）

TY=0.27～0.28(sec)

図Ⅱ－Ｏ３ 振動モード

低層各振動モードの場合とも、C－⑪通りで、高層

一方、共振周期 0.27～0.28（sec）および 0.24～

棟は低層棟により変形が拘束され、逆に低層棟は0.25（sec）は、低層棟（B）の振動系に支配されてい高層棟に拘束されている。この結果、特に高層棟るが、その振動モードは、高層棟（A）の拘束を受の、C－⑪通り８階近傍には、地震時に応力集中

け、一般の建物では存在しにくい振動系、例えば、が発生することが推察される。

両翼が部分的に共振するモードを示している。

共振周期 0.46（sec）、0.34（sec）は、高層棟（A）の短辺および長辺方向の１次振動系に、0.19（sec）

以上、本建物は、複雑な形状の影響が明確に現は短辺方向の２次振動系に支配されていること

れ、種々の振動モードを有し、またこれらの実験が振動モードから解る。

結果は、設計上の貴著な示唆を与えている。

表Ⅱ－Ｏ１ 共振周期と振動モードの特徴
共振周期（sec）

減衰定数 h（%）

高層（Ａ棟）

0.46

2.0～2.2

短辺（Ｘ）１次モード

0.34

3.0

長辺（Ｙ）１次モード

0.27～0.28

3.4

0.24～0.25

2.0

短辺（Ｘ）ねじれ①通り側翼の短辺（Ｙ）共振

0.19

5.0

短辺（Ｘ）２次モード⑰通り側翼の短辺（Ｙ）共振

低層棟（Ｂ棟）①、⑰通り両翼の短辺（Ｙ）共振

図Ⅱ－Ｏ４ 朝日新聞（夕刊）- 48 -

Ⅱ－Ｐ

壁量の多いＳＲＣ造高層集合住宅

D○
28.1(m)

本建物は、建設当時としては SRC 造の高層建物で、短辺方向の壁量が非常に多く、構造的には従来型の集合住宅である。

起(14F)

A○

79.2(m)Ⅱ－Ｐ１

建物の概要および特徴

54.8(m)

建物名称：SRC 高層集合住宅

48.1

所在地：東京都板橋区高島平
14F.

建物概要：図Ⅱ－Ｐ１
SRC 造地上１４階

10F

軒高：48.1（m）
フーチング底面深さ：G.L.-4.5m
基準階平面：28.1x79.2

5F

基礎：独立フーチング基礎
杭13.5：D=1.2m、L=21m
2F

地盤：G.L.-3.5～.-12m（N=25 細砂）、
G.L.-12～.-20m（N=5 シルト）

7.5

G.L.

G.L.-23m～（N>50 東京れき層）
A○

杭の支持層：G.L.-23m 以深の砂礫層

B
○

C
○

D
○

図Ⅱ－Ｐ１ 剛性の高い SRC 造高層住宅

実験者：早稲田大学理工学研究所
実験日時：1972
本集合住宅の場合、C～D 通り間が吹き抜けであるが、住宅形式は従来の４～５階建ての集合住

TXT=0.188(sec)

25
RF
20

宅に準拠している。このため、住居間の短辺方向には連層耐震壁を配置され、剛性は非常に高い。

159F

一方、長辺方向は、ラーメン構造である。
また、本建物は、人工地盤上にあり、地盤も良10好と言えないが、剛性の高い基礎梁で基礎を一体

TX1=0.53(sec)2F化する設計となっている。
Ⅱ－Ｐ２

RF
9F
2F

5

0.16

実験概要

0.20

0.46

0.54

0.62(sec)

図Ⅱ－Ｐ２ 短辺方向加振時の短辺共振曲線

強制振動実験は、手動式起振機を１４
TY2=0.195(sec)

階の短辺および長辺方向に設置して行った。また、常時微動測定も実施して

80

いる。
60

Ⅱ－Ｐ３

実験結果および振動特性

図Ⅱ－Ｐ２に、短辺方向加振時のＲ、９、２階の短辺方向共振曲線を示した。

14F
10F

40
20

図Ⅱ－Ｐ３には、長辺方向加振時の長辺方向共振曲線を示した。

TYT=0.14

0.12

5F
2F
0.16

14F

5F
2F
10F

0.20

0.60

TY1=0.645(sec)
14F
8F
5F
2F
0.64
0.68(sec)

図Ⅱ－Ｐ３ 長辺加振時の短辺方向共振曲線- 49 -

図Ⅱ－Ｐ４には、短辺方向加振時の、共振周期

短辺方向の１次振動モードでは、本建物が比較

TXT=0.188（sec）および TX1=0.53（sec）における１４

的高層建物にも拘わらず、Sway および Rocking

階の平面上の変形曲線を示した。

動の割合が大きく、60（%）にも達している。これまた、図Ⅱ－Ｐ５には、上記の１４階の平面上は、Sway、Rocking（%）が上部構造と基礎部の剛変形曲線に関連している共振周期 TXT=0.188（sec）

性比で決定されることを考えると、本建物では、および TX1=0.53（sec）時の２階における上下方向

各住居間に配置された連層壁により上部構造のの変形曲線を示した。

剛性が極めて高いことに起因していると言える。

短辺方向の共振周期 TXT=0.188（sec）時の建物は、D○

短辺両端部［①、⑨通り］と中央部分［⑤通り］で逆位相の変形性状を示し、同共振周期は建物両端を

C
○

+TM

+TM

自由とした短辺方向の２次のねじれ固有周期で（起）あると言える。

-TM

B○

上記平面上のねじれ変形は２階上下変形にも影響し、例えば、２階の①、⑨通り側は、上部構造からの+TM（転倒モーメント）により時計回り①

A○

TXT=0.188(sec)
③
⑤

⑦

⑨
C
○

に、また中央近傍の⑤通りは‑TM により半時計回
りに回転し、TXT=0.188（sec）時の上下動振動モー
ドにも、ねじれの性状が明確に現れている。
一方、短辺方向の１次固有周期 TX1=0.53（sec）

TX1=0.53(sec)
図Ⅱ－Ｐ４ 短辺方向加振、１４階の平面的変形○
DD○

時の平面上の変形は、ほぼ短辺方向に平行移動した性状を示している。さらに、この共振周期時のA○

TXT=0.188(sec)

２階の上下方向変形は、Ａ通り側とＤ通り側が逆⑨位相になり、建物の短辺方向が一体となり回転し
⑦

ている。
⑤

図Ⅱ－Ｐ６には、長辺方向加振時の、共振周期
TYT=0.14、TY2=0.195 および TY1=0.645（sec）における１４階の平面上の変形曲線を示した。
なお、短辺方向の図Ⅱ－Ｐ５に対応する２階の上下変形には、明確な共振振幅が見られず、そのTX1=0.53(sec)③①
図Ⅱ－Ｐ５ 短辺方向加振時、TXT=0.188(sec)
TX1=0.53(sec)時の２階の上下方向変形

振幅は常時微動時レベルであった。
長辺方向の共振周期 TYT=0.14（sec）時の、１４階

D○

長辺方向の平面上の変形は、Ｂ通りとＣ通りで逆

C
○
（起）

位相となり、共振周期 TYT=0.14（sec）は、長辺方向

B○のねじれの固有周期であることが解る。
一方、共振周期 TY2=0.195、TY1=0.645（sec）時の、１４階長辺方向は、建物全体がほぼ平行移動した変A○

TYT=0.14(sec)
①

③

⑤

⑦

⑨

形状態を示している。なお、これらの共振周期は、
以下に述べるが、長辺方向の固有周期である。

D○
TY2=0.195(sec)

図Ⅱ－Ｐ７には、短辺方向の１次および長辺方向の１次、２次の振動モードを示した。同図には、
固有周期、減衰定数および基礎固定とした固有周期も併記した。

C○（起）
TY1=0.645(sec)

B
○
A
○

図Ⅱ－Ｐ６ 長辺方向加振、１４階の平面的変形- 50 -

一方、長辺方向の１次振動モードの場合、

さらに、短辺および長辺方向の１次振動モード

Rocking（%）≒0、Sway（%）≒15 と 基礎部分の変性状は、両方向の減衰定数にも現れ、基礎部の形は小さく、ラーメン構造の長辺方向はほぼ基礎

Sway、Rocking（%）が大である短辺方向の減衰定が固定と見なせる。

数は、ほぼ基礎固定と見なせる長辺方向の値に比

上記の固有周期、振動モードより、基礎固定として大きな値を示している。

し た 短 辺 、 長 辺 方 向 の １ 次 固 有 周 期 （ FIXTX1 、本建物の（長辺/短辺）の周期比を求め
FIXTY1）より、以上、本建物の振動特性には、短辺および長辺

ると、FIXTY1/FIXTX1=1.8 となり、壁量が多い短辺方向の構造特性が明確に認められ、また本建物は方向の剛性は、長辺方向（ラーメン構造）の３倍以高層建物に準ずるが、本建物の振動性状には従来上あることが推定され、これらの性状が本建物のの中低層建物の振動特性が明確に表れていると振動特性に明確に現れている。

言える。

さらに、短辺と長辺の固有値の相違について以下に、考察してみる。

0

ほぼ基礎固定と見なせる長辺方向の１次に対する２次固有周期の比を求めると（１/３.２５）とな

RF
14F

1.0
(S) (R)0RF
14F

り、この値はせん断棒の理論解の（１/３）にかなり

1.0

0

1.0

(S)
（Ｒ≒0）

近く、長辺方向はせん断変形に大きく支配されていると言える。

10F

10F

5F

5F

2F

2F

1F
TX1=0.53(sec)hX1=4.5～5(%)
FIXTX1=0.335(sec)

1F
TY1=0.65(sec) TY2=0.20(sec)hY1=3.5～4(%)
FIXTY1=0.60(sec)

一方、短辺方向の場合、
１次固有周期は TX1=0.53（sec）であり、その（１/３）を２次固有周期とすると、
約 0.177（sec）となるが、この共振周期は先に示した図Ⅱ－２．２の共振曲線には現れていない。この理由としては、基礎部に Rocking 動を伴う系の２次固有周期は、Rocking（%）=0 とした２次の値になるためである。そこで、Rocking（%）=0 とした
短辺方向の１次固有周期を求めると、0.41（sec）となる。この結果、本建物の短辺方向の２次固有周期は、0.41/3=0.14（sec）前後となり、本強制振動の周期範囲では出現していないと判断される。

図Ⅱ－Ｐ７ 短辺、長辺方向の振動モード- 51 -

Ⅱ－Ｑ

我が国初期の高層研究棟文８）このような状況もあり、当時の高層建物は、構

本建物は、１９６７年３月に我が国で初めて建設された高層建物と言える。

造的にも、単純、明解な架構であり、複雑な形状をしていないと言える。
Ⅱ－Ｑ２

Ⅱ－Ｑ１

実験概要

建物の概要および特徴

強制振動実験は、手動式起振機をＲ階の短辺お建物名称：早稲田大学理工学部５１号館

よび長辺方向に、さらに大型電動起振機を１階短

所在地：東京都新宿区辺方向に設置して行った。また、常時微動測定も

建物概要：図Ⅱ－Ｑ１

行っている。さらに、１８階には、D.C‑TYPE のSRC 地下２階、地上１８階

強震計が設置され、地震観測が実施された。

短辺方向：Ｘ型鉄骨ブレース、
長辺方向：菱形状 PC 鋼棒ブレース

Ⅱ－Ｑ３

実験結果および振動特性

軒高：59.24（m）、地下底面深さ：G.L.-8.48m

Ａ．強制振動実験と固有値
図Ⅱ－Ｑ２（ａ）に、強制振動実験から求めた、短基準階平面：19.2x57.6
基礎：ピア（径：3m、長さ：20m）基礎

辺方向のＲ、１３、５、１階の共振曲線を、また同図（ｂ）には長辺方向の場合を示した。

杭の支持層：東京礫層

図Ⅱ－Ｑ３（ａ）、（ｂ）には、短辺および長辺方向の、

実験者：早稲田大学理工学研究所耐震研究部会

１次～３次固有周期時の立体振動モードをそれ

実験日時：1966

ぞれ示した。
本建物は、SRC 造であるが、短辺方向の２スパ

短辺方向の１次固有周期は TX1=1.1（sec）、またン毎にＸ型鉄骨ブレースを、また長辺方向外側通

長辺方向の１次固有周期は TY1=0.89（sec）であり、りにはデザインを考慮した菱形状 PC 鋼棒ブレー

１８階の SRC 造建物としては、従来の中低層建物

スを配置している。

の１次固有周期と階数（８階建物で 0.5～0.6sec）の延長線上にほぼあると言える。また、両方向の１

地震応答解析はアナログ計算機により行われた。

次振動モードは、せん断的変形を示している。

19.2(m)

また、建設当時は、計算機も普及しておらず、起(RF)
44.8(m)

8.4

6.4
18F

59.24(m)

15F

10F

5F
1F
8.48

6.4

図Ⅱ－Ｑ１ 我が国で初期の高層建物- 52 -B2F

TX2=0.33(sec)

50

R

30

20

TY2=0.29(sec)

TY1=0.89(sec)R

TX1=1.1(sec) 40

TX3=0.18(sec)
13
5
R

R
9

5

30

TY3=0.17(sec)

13

20

R
12

5

10

R

13

12
12
9

10
1

0.1

1

0.2

0.3
0.4 1.0（ａ）短辺方向

11.1 (sec)

0.1

9
1

1

0.2

1

0.3
0.4 0.8（ｂ）長辺方向

0.9 (sec)

図Ⅱ－Ｑ２ 短辺および長辺方向の共振曲線

1次TX1=1.1(sec)

2次
TX2=0.33(sec)（ａ）短辺方向

1次
TY1=0.89(sec)

2次
TY2=0.29(sec)（ｂ）長辺方向図Ⅱ－Ｑ３ 短辺、長辺方向の 1 次～3 次振動モード- 53 -

3次
TX3=0.18(sec)

3次
TY3=0.17(sec)短辺方向１次（TX1=1.1sec）～３次（TX1=0.18sec）

Ｃ．常時微動時の卓越周期と振動モードの振動モードをみると、各階は、短辺方向にほぼ平行移動した変形状態を示し、高さ方向の変形も

図Ⅱ－Ｑ５に、長辺方向の、１Ｆ～１８Ｆの常時微動測定波形の周期頻度曲線を示した。

極めてスムーズである。

また、図Ⅱ－Ｑ６には、上記の周期頻度曲線に

一 方 、 長 辺 方 向 の １ 次 （ TY1=0.89sec ） ～ ３ 次（TY1=0.17sec）の振動モードでは、各階とも、短辺おける卓越周期と、強制振動実験から求めた固有周期と振動モードを対比して示した。

方向にねじれが発生しているが、各振動モードの１次固有周期に対応する TY1=0.89（sec）は、各階高さ方向の変形性状は、短辺方向それと良く対応で卓越している。一方、２次の TY2=0.29（sec）は、している。

２次モードの腹に対応するＲ階、１０階、５階で卓越

上記の長辺方向のねじれを伴う振動モードは、している。

Ｂ．人力加振による自由振動実験
写真Ⅱ－Ｑ１に、建物屋上において、学生５～

1st (0.89)

3rd (0.17)(%)
8

び重心位置等に関係していると考えられる。

2nd (0.33)

本建物のプロポーション、さらに実際の剛心およ

18F

8

15F

６名が建物の短辺方向の１次固有周期に合わせ、人力加振して状況を、また図Ⅱ－Ｑ４には、同人
8

力加振で得られた自由振動波形を示した。

10F

人力加振による建物の振動振幅は、加振前の常時の振幅から大きく増幅している。このように、8人力による加振周期と建物の固有周期の一致す

5F

ると、共振現象により振幅は増大することが解る。
なお、これらの実測波形から求めた減衰定数に関8

しては、後に述べる。
0

1F
0

0.5

1.0 (sec) 1.5

図Ⅱ－Ｑ５ 長辺方向の周期頻度曲線
強制振動
１次
２次
0.89(sec) 0.29
R

写真Ⅱ－Ｑ１ 人力加振（屋上壁）
10

0
常時

15

20
10

人力加振開始

加振停止

5
自由振動

1
50

60

70(sec)

B2

図Ⅱ－Ｑ４ 人力加振による短辺自由振動波形

３次
0.17

常時微動
卓越周期(sec)
RF 0.89 0.29 0.17
15F 0.89

0.17

10F 0.89 0.29

5F

0.90 0.30 0.17

1F

0.20

B2F

図Ⅱ－Ｑ６ 常時微動の卓越周期と振動モード- 54 -

さらに、３次の TY3=0.17（sec）は、同モードの腹また、本建物の１次振動の減衰定数は、短辺おにほぼ位置するＲ階、１５階、５階で卓越している。

よび長辺方向の場合とも、1～1.5（%）と非常に小

このように、常時微動時の高次の卓越（固有）周さく、その値は、２次、３次と高次振動になるほ期は、その振動モードの腹に対応する階で卓越す

ど直線的に増加している。

ることが解ろう。また、これらの卓越周期の性状

上記の減衰定数と固有振動数の関係は、一般のは、地震時の建物の応答にも明確に現れることを高層建物の地震応答解析に導入されている同関

追記しておく。

係と対応している。

Ｄ．１次振動モードにおける Sway、Rocking 動

Ｆ．手動式起振機の定常性
本建物の振動実験に使用した起振機は、手動式

強制振動実験より求められた１次振動モードの最上階における Sway および Rocking（％）は、以起振機と電動式起振機である。
手動式起振機では、手動で回転を約 7 Hz/sec

下の通りである。

まであげ、手を離し、その後起振機の回転数が自短辺方向：Sway（%）=3.6、Rocking（%）≒0

然に減少する過程で、建物の振動を測定している。

長辺方向：Sway（%）=1.3、Rocking（%）=4.5

従って、手動式起振機を使用した場合は、過渡３以上の如く、本建物の Sway（％）＋Rocking（％）

振動を測定しており、その測定結果には、定常加は６（％）以下と非常に小さく、これによる１次固振の正解値との整合性が問題となる。なお、起振有周期の伸び率は、最大でも３（％）程度で、本建機回転数の減少率が小さくなるほど、その測定値

物はほぼ基礎固定に近いと言える。

は、定常加振のそれに一致してくることは解ろう。

上記の Sway（％）、Rocking（％）は、上部構造と基礎部との剛性比で決定されるが、高層建物の場

そこで、手動式起振機の定常性を検討するため、
電動起振機を用い、以下のように検討した。

合、S+R（％）の値は非常に小さく、一般に基礎固定とほぼみなせる。これも、高層建物の振動特性

fi (Hz)6の一つと言える。
Ｅ．固有振動数、減衰定数からみた振動特性
図Ⅱ－Ｑ７に、短辺および長辺方向の固有振動数（固有周期の逆数）と振動次数の関係を示した。
同図には、参考のため、せん断棒の理論解を点線（固有振動数）

点線：せん断棒
4
(長辺)

(短辺)

2

で併記した。なお、せん断棒の固有振動数は、振（振動次数）0動次数の 0.5 を通る直線で、その勾配はせん断棒

0.5
12
図Ⅱ－Ｑ７ 固有振動数と振動次数の剛性で与えられる。
さらに、図Ⅱ－Ｑ８には、短辺および長辺方向

hi (%)の、１次～３次振動の減衰定数と固有振動数の関43係を示した。なお、１次の減衰定数は、人力加振
３次の値は、共振曲線より求めた値である。
振動次数に対する短辺、長辺方向の固有振動数
は、ほぼ横軸の 0.5 を通り直線的に増加し、基礎
固定時のせん断棒の場合と良く対応している。

（減衰定数）の自由振動波形および共振曲線より、また２次、

3

(短辺)

(長辺)

2
1

以上より、本建物の固有周期および振動モード
は、短辺、長辺方向とも、せん断的変形に大きく支配されていることが解る。

（固有振動数）
0

1

2

3

4

fi (Hz)

図Ⅱ－Ｑ８ 減衰定数と固有振動数- 55 -

6

(sec)
0.35

短辺方向の２次振動（0.33sec）を対象にして、機械式起振機の回転数を、種々の変化率で加振また手動式起振機
減振時減振した。
図Ⅱ－Ｑ９（ａ）には共振周期、同図（ｂ）には最大

加振時

振幅、同図（ｃ）には減衰定数の各値を定常加振の
0.30
定
(μ)
20

場合と対比して示した。横軸は、起振機の振動数（回転数）変化率である。また、同図には、手動式
起振機の振動数変化率も併記した。

0.05 (Hz/sec) 0.10（ａ）共振周期

上記の共振周期、最大振幅および減衰定数は、

加振時

加振時および減振時とも、起振機の回転数変化率

減振時が大きくなるほど、定常振動の値から離れ、測定値の信頼性が低下することが解る。

0

一方、本振動実験で採用している手動式起振機

定
h(%)
0.1

の回転数変化率は極めて小さく、その過渡振動の測定値は、各値とも、定常振動の値にほぼ一致し、0.05 (Hz/sec) 0.10（ｂ）最大振幅加振時

本手動式起振機の有用性は極めて高いことが指
摘される。

減振時

さらに、本手動式起振機の場合、建物の振動測
0定を起振機の回転の自然減少過程で連続的に行定常っている。この測定方法の場合、１回の測定時間

0.05 (Hz/sec) 0.10
（振動数変化率）（ｃ）減衰定数は短く、また共振周期を見落とすこと無く、連続的に全て検出できる利点を有している。
Ⅱ－Ｑ５

図Ⅱ－Ｑ９ 手動式起振機の定常性
また特に注目されることは、最大加速度（Max

地震観測結果と卓越周期

表Ⅱ－Ｑ１に、強震計設置から１９６８年１月までAcc）が比較的大きい１９６８年５月１６日の十勝沖地に得られた１８Ｆの地震観測結果を纏めて示した。

震および１９６８年７月１日の東松山地震において、これらの地震観測結果において、１９６７年１１月

短辺では 1.2~1.4（sec）、長辺では 0.97~1.1（sec）

宮城県沖地震時には、特に建物の２次および３次で建物が振動しており、これらの振動周期は、振固有周期が主要動部で明確に現れている。

動実験による１次固有周期（短辺：1.1 sec、長辺：0.89 sec）より約２~３割伸びている。

表Ⅱ－Ｑ１ 地震観測結果（１８Ｆ）
Ｎｏ．

発生日時

方 向

震 源、震源深さ
No.1
No.2
No.3
No.4
No.5
No.6

1967/9/20

N-S（短）

埼玉県南部、D=50km

E-W（長）

1967/11/10

N-S（短）

千葉県、D=40km

E-W（長）

1967/11/19

N-S（短）

茨城県沖、D=40km

E-W（長）

1968/5/16

N-S（短）

十勝沖本震、D=20km

E-W（長）Ｍ

Max Acc

Period

Disp

震度

(gal)

(sec)

(mm)

6.0

1.12

1.9

16.0

0.95

東京=3

2.0
東京=3

3.6
0.65

3.0

0.90～1.00

0.7

14.0

1.08～1.24

2.9

東京=3

24.0

0.90～0.95

4.8

M=7.8

40.0

1.10～1.40

7.0

東京=3

45.0

0.97～1.00

11.0

1968/5/16

N-S（短）

M=7.5

12.0

1.20～1.30

1.9

十勝沖余震、D=20km

E-W（長）

東京=3

16.0

0.97～1.00

3.6

1968/1/1

N-S（短）

M=6.4

120.0

1.30～1.40

50～54

東松山地震、D=70km

E-W（長）

東京=4

80.0

1.05～1.10

26～28- 56 -

表Ⅱ－Ｑ２に、強制振動実験、常時微動測定、以上、我が国初期の１８階高層建物の振動実験

地震観測結果の１次固有周期（卓越周期）と設計結果を示したが、これらの振動性状は、その後建周期を対比して示した。

設された、高層建物の振動特性を代表していると１次振動の設計周期は、各実験値に比較して、言える。

大きな値を示しているが、地震時の振動周期は地

一般に、高層建物は、ほぼ基礎固定の見なせ、

震時の建物の振動が大きくなるほど、設計値に近

建物全体はせん断的振動系を示し、特に１次の減づいている。

衰定数は、数％と非常に小さい。

上記の性状は、建物の振動が大きくなると、微なお、振動実験結果の固有周期は、微振動時の震動時に寄与していた２次部材の剛性が消失し、値であるが、同値は、地震動が大きく、建物の振振動周期は設計時で対象にしている主体構造に動が大になるほど、主体構造の設計値に近づくとよる設計周期に近づくためと判断される。

言える。

表Ⅱ－Ｑ２ １次固有周期（実験値、設計値）
方向

強制振動

常時微動

地震観測

設計値

No.1,2,3
N-S

1.1(sec)

1.1(sec)（短）1.0～1.2(sec)1.40(sec)

No.4,5,6
1.1～1.4(sec)
No.1,2,3E-W（長）

0.89(sec)

0.89(sec)

0.9～0.95(sec)1.22(sec)

No.4,5,6
0.97～1.1(sec)- 57 -

Ⅱ－Ｒ

竣工１３年後の大阪通天閣文９）

Ｘ方向の１～３次（TX1、TX2、TX3）の固有周期、

内藤多仲先生設計の大阪通天閣は、1956 年に建設され、翌年、第１回目の振動実験が実施されている。その後、約１３年経過した 1969 年に再び振動実験を実施し、同通天閣の健全性を、東京タワーの場合と同様に、検討している。

振動モードは、Ｙ方向の値（TＹ1～TＹ3）とほぼ一致
し、また塔部分とそれに接続している E.V.T 部分の変形は同位相である。
一方、Ｘ方向の共振周期 TXT=0.29 時（sec）の振動モードでは、E.V.T 部分と塔の変形が逆位相であることより、同共振周期の系は、E.V.T 部分のねじれを伴う塔の３次振動系と言える。

Ⅱ－Ｒ１
名塔の概要および特徴

第２回の振動実験結果振動モード（実線）を第称：大阪通天閣

１回の値（◎印）と比較すると、両者の振動モード

所在地：大阪府

は、ＸおよびＹ方向とも、良く対応している。

塔概要：図Ⅱ－Ｒ１

一方、固有周期の、第１回対する第２回の比は、

Ｓ造：タワー

約 1.03～1.09 倍と非常に小さい値を示している。

軒高：100（m）
地下底面深さ：G.L.-5.58m

AC

１階平面：24.0x24.0
実験者：早稲田大学構築物振動研究会

100(m)（起）E 87.5

実験日時：1966

G 75

本タワーは、1954 年の名古屋テレビ塔に引き続E-平面

き、内藤多仲先生により設計され、1956 年に完成Hした。さらに、その４年後の 1958 年に東京タワXーが完成している。

Y

I

塔の構造は、ＸおよびＹ方向とも同一であるが、Ｙ軸上にエレベーター・タワー（E.V.T）が配置され

J

ている。

L-平面

K 26
Ⅱ－Ｒ２

実験概要

K’

L

強制振動実験は、手動式起振機を、第１回目のE.V.T

振動実験時と同様に、Ｂ－レベル（+97m）のＸよび
G.L.
M

Ｙ方向に設置して行った。また、常時微動測定も行っている。

6.0
Ⅱ－Ｒ３

実験結果および振動特性

24.0(m)-5.58(m)9.5

図Ⅱ－Ｒ１ 高さ１００ｍの大阪通天閣

図Ⅱ－Ｒ２に、Ｘ方向加振時のＢ、Ｉ、Ｋ－レベル
TXT=0.29(sec)の共振曲線を示した。
また、図Ⅱ－Ｒ３には、ＸおよびＹ方向の各次

200

振動の固有周期、モードを、第１回の実験結果と対比して示した。同図のＸ方向の振動モードには、エレベーター・タワーの変形モードも示している。

TX2=0.41(sec)
TX3=0.326(sec)
I
B

B
100

上記の両方向の１次振動系は、同固有周期が長いことによる起振力不足から、常時微動測定により求めた値である。

0

I
K
0.3

K
0.35

0.4 (sec)

図Ⅱ－Ｒ２ Ｘ方向加振時の共振曲線- 58 -

上記、図Ⅱ－Ｒ３に示した固有周期の伸びから、

固有振動数と振動次数の関係をみると、本通天建設後１３年経過した塔の剛性低下率は、５～１５閣の振動系は、一般の建物と同様に、ほぼせん断（％）程度になる。しかしながら、建設後に付加し振動系であり、また減衰定数はＳ造の高層建物のた広告等の増加荷重（詳細は不明）を考慮すると、値に極めて近いと言える。

建設後１３年間の剛性低下はほとんど発生していないと言えよう。

さらに、高さ１００ｍの大阪通天閣の振動特性を、
高さ３３３ｍの東京タワーのそれと比較すると、大図Ⅱ－Ｒ４に、上記の固有振動数（固有周期の逆きく異なる点は、東京タワーに多数出現している数）と振動次数の関係を、また図Ⅱ－Ｒ５には減衰

ねじれ振動系が認められないことである。これは、定数と固有振動数の関係を示した。なお、前者の塔が東京タワーに比して低く、塔全体としての一図には、せん断棒の値（鎖線）も併記した。

体性が極めて高いためと言えよう。

0

1

01

0 1

01

0

100(m)

A

1

2

01

01

A

D

D

G

G

H

H

I

I

K

K
（常）

（常）
G.L.

G.L.
（X-方向）TX1(sec)
第１回( 印)
1.56
第２回(実線)
1.60
第２回/第１回 1.03

TX2
0.375
0.410
1.09

TX3
0.305
0.326
1.07

TXT （Y-方向）TY1(sec)
0.275
1.55
0.290
1.59
1.05
1.03

TY2
0.375
0.395
1.05

TY3
0.300
0.310
1.03

図Ⅱ－Ｒ３ ＸおよびＹ方向の固有周期と振動モード（建設直後 1957 と 1969 の比較）
f (Hz)

h (%)

3.0

3.0

2.0

2.0

1.0

1.0

0

3rd
2nd

1st
（振動次数）

0

1
2
3
図Ⅱ－Ｒ４ 固有振動数と振動次数- 59 -（固有振動数)
1
2
3 (Hz)
図Ⅱ－Ｒ５ 減衰定数と固有振動数

Ⅱ－Ｓ

竣工１０年後の東京タワー文１０）

また、第２回の振動実験時には、測定器の発達、建設直後の、東京タワーの振動性状を把握するため、１９５９年に振動実験が実施されている。その詳細は、第Ⅲ章に掲載している「東京タワーの建設と振動性状（和訳）」を参照されたい。

換振器数の増加等もあり、第１回の実験時に較べ、
より詳細な測定もできた。
その結果、第１回の振動実験で不明確であった振動系も存在したが、これらの系が第２回の実測値と手計算による固有解析との対比により、かな

建設後約１０年を経過したある時に、内藤多仲先り解明された。

生から、建設後からの東京タワーの剛性低下の有なお、以下には、「第２回東京タワーの振動実無を検討するため、振動実験を実施したいとの話

験･報告書」の内容を、当時の文章に従いかなり詳があり、第２回の振動実験が１９６８年の夏に実施

細に再現している。

された。
一方、建設後１０年間の東京タワーには、アンテ

Ⅱ－Ｓ１

塔の概要

ナ等がさらに取り付けられ、約１５０ｔｏｎ近くの重塔名称：東京タワー

量が増加していた。そこで、建設後１０年間の東京

所在地：東京都港区

タワー剛性変動を検討するためには、固有周期の塔の概要：図Ⅱ－Ｓ１

実測変動に加えて、上記の増加荷重の影響も考慮

Ｓ造：タワー

した解析的検討も必要があった。しかしながら、

軒高：333（m）

当時は、現在のような計算機、高度な解析手法も第１展望台：H=125（m）、直径 13（m）

無く、手計算による簡易なかつ等価的な解析的検第２展望台：H=223.6（m）、28x28（m）

討を加えた。

１階柱平面：80x80（m）

第２回の振動実験は、第 1 回の実験結果と比較検討するため、第 1 回の振動実験にほぼ対応させ

実験者：早稲田大学理工学研究所
実験日時：1968 年 6 月て行われた。
Top 333.0(m)H27 252.6
H23 223.6

第２展望台
H23
半径：13(m)（起）

H19 190.2

m27

増加
荷重

H15 151.7
H12 125.0

建設当時 10 年間
第２回
重 量 増加荷重 実験時重量
(ton)
(ton)
(ton)
137.9
6.6
144.5

m23

157.6

42.8

200.4

m19

131.5

24.1

155.6

m16

178.0

13.6

191.6

m12

942.0

61.0

1003.0

H8

97.5

28(m)

m8

421.0

421.0

H5

66.0

第１展望台
H12

m5

1098.01098.0

H3

40.0

m3

780.0
3641.0（計）148.1

780.0
3789.1（ａ）東京タワー（ｂ）質点解析モデルと増加荷重
図Ⅱ－Ｓ１ 東京タワーと解析モデル- 60 -

なお、東京タワーの詳細については、後に掲載

Ｂ. 等価せん断ばね定数

している付録－１：「東京タワーの建設と振動性解析モデル８質点系の等価せん断ばね定数は、第１回実験時の、曲げ１次（Ｂ－１：2.65 sec）、およ状」を参照されたい。

びせん断１次（Ｓ－１：1.55 sec）の固有周期、振動
Ⅱ－Ｓ２

建設後１０年間の増加荷重

モードおよび重量分布［図Ⅱ－Ｓ１（ｂ）］から、両周

東京タワーでは、建設後、図Ⅱ－Ｓ１（ｂ）に斜線

期の値について求めている。

で示す位置にアンテナ等が付設され、建設後１０年

上記の曲げ１次（Ｂ－１）、せん断１次（Ｓ－１）の間で約１４８ｔｏｎの荷重が増加している。その増加

表示は、第１回の実験結果の論文では、基本振動

荷重は、総重量の約４％に相当している。

（Fundamental vibration）および、せん断振動（Shear vibration）と表記されている。この第１回

Ⅱ－Ｓ３

実験概要

と第２回の表記の差異については、後に説明する。

手動式起振機は、第 1 回振動実験（１９５９）時と

図Ⅱ－Ｓ２に、第１回の、曲げ１次（Ｂ－１）およ同じくＨ２３（特別展望台屋根：図Ⅱ－Ｓ１）に設置

びせん断１次（Ｓ－１）の実測値より求めた、等価せしている。

ん断ばね定数を示した。

振動測定に際しては、第１回の振動実験を参照

せん断１次（Ｓ－１）より求めたばね定数は、高さ

して、基準計として、Ｈ２３（特別展望台）に機械式

方向にばらつきが現れているが、これは実測の振地震計（固有周期６秒）を、Ｈ１２（第１展望台）に機動モードに起因していると思われる。

械式地震計（固有周期３秒）をＸ方向（加振方向）に設置した。

また、せん断１次（Ｓ－１）より求めたばね定数は、固有周期の面からみると、曲げ１次（Ｂ－１）からのまた、電磁式換振器１台をＨ２３の機械式地震計

値の約３倍程度になる。

と同位置に固定し、他の換振器４台を各測定位置
Ｃ. 固有周期、振動モードに順次移動し、同時測定を実施した。
測定は、Ｈ３、Ｈ５、Ｈ８、Ｈ１３、Ｈ１５、Ｈ１７、Ｈ１９、第１回、第２回の固有周期、振動モードの解析

Ｈ２１、Ｈ２３、Ｈ２５、Ｈ２７の各高さの、Ｘ方向（加振では、上記の等価せん断ばね定数を適用し、各質方向）およびＹ方向（加振直角方向）の２方向につ点の重量には、先の図Ⅱ－Ｓ１（ｂ）に示した建設当いて行った。

時、第２回の値にそれぞれ設定している。

さらに、起振機の回転数と加振力の関係から、起振力不足となる周期範囲では、第１回実験時と同様に、常時微動測定により共振周期、振動モー

曲げ せん断(B-1) (S-1)
m27

ドを求めている。

m23

Ⅱ－Ｓ４

m19

解析概要

各解析は、以下の設定に基づき、行っている。

m16

Ａ. 東京タワーのモデル化
建設後１０年間の剛性等の変動は、一般に、第１m12

回と第２回の実測値、特に固有周期を比較すれば

m8

検討できるが、東京タワーの場合、上記の如く、重量が部分的に増加している。この増加荷重によっても、固有周期が伸び、その影響も固有周期のS-1：1.55 (sec)B-1：2.65 (sec)

m5
m3

(KB)

1200

(KS)

検討には考慮する必要がある。
そこで、固有周期の解析に際しては、第１回の高さ方向の測定位置を考慮し、塔を８質点の等価せん断系［図Ⅱ－Ｓ１（ｂ）］に置換している。
- 61 -

振動モード

0

200

400 k(t/cm) 600

図Ⅱ－Ｓ２ 第１回実験結果の、曲げ１次およびせん断
１次振動系より求めた等価せん断ばね定数

Ⅱ－Ｓ５

振動実験および解析結果

一方、無風時の測定波形には、上記強風時、比較的第１回の振動実験結果では、９個の共振周期が強風時と大きく異なり、種々の周期が現れている。
上記の卓越周期を周期頻度曲線（図Ⅱ－Ｓ４）の得られている。これに対して、第２回の振動実験面からからみると、高さ２２３.６ｍの特別展望台では、

からは、１３個の共振周期が確認された。
タワーの振動系（固有値）は、起振機の起振力が曲げ１次（Ｂ－１）、せん断１次（Ｓ－１）、上部剛体

不足する長周期領域（＞約０.６秒）では、第１回の（ＳＲ）、またせん断の２次（Ｓ－２）、３次（Ｓ－３）周期

実験同様、常時微動測定により求めている。

も無風時の波形上に現れている。

一方、約０.６秒以下の周期領域では、起振機を一方、第１展望台より低いＨ－８では、上記の、用いた強制振動実験から振動系を求めているが、ＳＲ、（Ｓ－２）、（Ｓ－３）の周期が相対的に大きく測

この領域の振動系は、第１回振動実験でも５個、定波形で卓越していることが解る。
なお、振動モードについては、以下に示す。

第２回では１０個の振動系が確認された。これらの共振周期は、互いに近似し、共振曲線も描けず、

Ｂ. 曲げ、せん断および捩れ振動系

さらに変形性状もかなり複雑である。

第１回および第２回の種々の実測振動系（固有このため、各振動系を、一般の建物のように、実測振動モード等から一義的に判別することが値）は、大別して２グループの分けられる。
第１のグループは、先の図Ⅱ－Ｓ１の８質点系の困難であった。
そこで、第１回の実測値から求めた等価せん断
ばね定数（図Ⅱ－Ｓ２）、図Ⅱ－Ｓ１の質点重量を適解析で説明され、また第２のグループはタワーの立体的捩れ振動である。

用した固有値解析を行い、実測値と解析値の振動系を共振周期、振動モードの両面から検討した。
以下に、振動実験結果について述べるが、その際の各振動系（例えば、１次、２次、・・）の表記（記号）を明確にしておく必要がある。
そこで、まず、表Ⅱ－Ｓ１に、第１回と第２回の振動系（固有値）の表記の相違、また実測および解析結果の固有（共振）周期を対比して示した。
以下には、第２回の表記に従い、各振動系の詳
細を順次説明してゆく。

Ｂ－１ 曲げおよびせん断振動系
図Ⅱ－Ｓ５に、解析的に判明した第１グループの実測および解析結果の固有周期、振動モードを示した。なお、同図の実測振動モードは、加振（Ｘ）
方向での変形であるが、その直交方向（Ｙ）の変形
は、相対的に小さい。
曲げ１次（Ｂ－１）の解析時の、等価せん断ばね定数は、図Ⅱ－Ｓ２における KＢの値を、またせん断
１次（Ｓ－１）、ＳＲ～せん断５次（Ｓ－５）の場合は、KS の値を採用している。さらに、上部剛体（ＳＲ）の解析では、Ｈ－１２以上の総重量をＨ－１２に集中

Ａ. 常時微動測定と卓越周期
図Ⅱ－Ｓ３に、第２回常時微動測定の（ａ）強風時、（ｂ）比較的強風時、（ｃ）無風時の測定波形例を示しさせているため、同振動モードでは、Ｈ－１２の変形が相対的に大きくなっている。
（ⅰ）１次振動系

た。なお、測定時の Gain も併記している。
また、図Ⅱ－Ｓ４には、（ｃ）無風時の測定波形の１次固有周期は、一般の建物の場合、一つであ

周期頻度曲線を示した。風速等は、不明である。

るが、本実験結果では、図Ⅱ－Ｓ５に示した変形面

強風時の測定波形の場合、Ｈ－２１以上の高さでを考慮し、曲げ１次［Ｂ－１：2.8 sec］とせん断１次は、曲げ１次（Ｂ－１：2.8 sec）の振動が大きく卓越［Ｓ－１：1.7 sec］を定義、表示している。
上記の両１次振動系の出現の相違は、前述の如しているが、Ｈ－１３では振幅がかなり小さく、上く、強風時には曲げ１次が、比較的強風時にはせ部剛体（ＳＲ：1.0sec）の周期も現れている。
上記の強風時から比較的強風時になると、測定

ん断１次が卓越している。なお、曲げ１次では、波形は、各高さとも、せん断１次（Ｓ－１：1.7 sec）

トラスの引張り側のみが、せん断１次では、圧縮の振動に移行している。

側も剛性に寄与していると推察される。

- 62 -

- 63 -

0（ⅱ） 上部剛体振動系
上部剛体（ＳＲ：1.0 sec）の振動系は、先の常時微動時（図Ⅱ－Ｓ４）の測定波形、また後に述べる地震時の観測記録に明確に現れる卓越周期で、第１展望台より上部の相対変形が非常に小さく、その上部があたかも剛体の如きせん断変形をしている。な
お、この特殊な振動系は、第１回の振動実験時に

2

4

6

8

10 (sec)(gain)
100

H-27

100

H-23

100

H-21

1000

H-13

1000

H-5

（ａ） 強風時（風速等不明）

は、確認されておらず（表Ⅱ－Ｓ１）、第２回の解析で明解にされたと言える。

1000

H-25

（ⅲ） 高次振動系

1000

H-23

第２回の振動実験では、せん断系の高次振動として２次（Ｓ－２）～５次（Ｓ－５）を、解析結果との対応により確定している（図Ⅱ－Ｓ５）。一方、第１回の振動実験では（Ｓ－３）、（Ｓ－４）の系が確認さ

1000

H-19

1000

H-15
3000

H-3

れていない（表Ⅱ－Ｓ１）。

（ｂ） 比較的強風時

上記の第１回と第２回の実測振動モードを比較すると、高次振動系の場合も、腹、節の部分も良く対応している。これらの実測モードは、等価
せん断ばね定数を用いた解析値でもほぼ説明していると言えよう。
この結果、せん断２次（Ｓ－２）以上の高次振動系

H-25

1000

H-23

1000

H-17

1000

は、せん断変形に支配されていることが解る。

1000
H-8

Ｂ－２ 捩れ振動系

10000

振動測定結果には、前項で述べた曲げおよびせH-1（ｃ） 無風時
図Ⅱ－Ｓ３ 常時微動測定波形例

ん断振動系の他に、捩れ振動系が多数確認されている。
図Ⅱ－Ｓ６には、第２回の振動実験から認められ(%)
5た捩れの固有周期、振動モードを示した。同モー4

ドは、加振（Ｘ）方向と加振直角（Ｙ）方向の実測値3を合成した立体変形で表示している。
Ｘ、Ｙ方向の値を合成した変形は、各捩れ周期の場合とも、立体的に複雑な変形を呈している。
Ｔ－１（0.485 sec）の共振周期では、第１回の場合と同様に、高さ２２３.６ｍの特別展望台部分が大き

(S-3)
(S-2)

(B-1)

1
5

また、Ｔ－２の振動モードはＨ８で、Ｔ－３はＨ

3

５で、Ｔ－５はＨ１であたかも固定されたねじれ高

2次振動の如き変形をしている。

(S-1)

(SR)

2

0

1.0

2.0

3.0 (sec)

H-8（h=91.5m）

4

く捩れた振動を示している。

H-23（特展）

1

以上より、東京タワーでは、Ｂ－１およびＳ－１、Ｓ－２、・・・の振動系の他に、多数の捩れ振動系を有していることが解る。
- 64 -

0

1.0
2.0
3.0 (sec)
図Ⅱ－Ｓ４ 無風時の周期頻度曲線

0

1

0

1

0 1

0 1

0

1

0

1

0

1

H27
（起）
H23
（特別展望台）
H19
H16
H12（第１展望台）H8
H5（常時微動）
H3

比較的
強風時

微風時

曲げ１次 せん断１次
B-1
S-1
1 回（実）× 2.65(sec)
1.55
1 回（計）
2.65
1.55
2 回（実）○ 2.80(sec)
1.70
2 回（計）△ 2.83
1.66

（強制振動）
（地震時）

上部剛体

SR
--1.06
1.00
1.11

せん断２次
S-2
0.78
0.79
0.80
0.84

せん断３次
S-3
--0.510.52
0.53

せん断４次 せん断５次
S-4
S-5--0.35
0.41
0.36
0.43
0.36
0.42
0.38

図Ⅱ－Ｓ５ 曲げ１次およびせん断１次～５次の振動系
（特展）

(起)

H27
H25
H23
H21

Y

X

H19
H17
（第１展望台）
H15

H13
H8
H5
H3

2 回（実）

T-1
T-2
0.485(sec) 0.29

T-3
0.26

T-4
0.206

図Ⅱ－Ｓ６ 第２回振動実験によるねじれ振動系- 65 -

T-5
0.18

T-6
0.172

Ⅱ－Ｓ６

第１回に対する第２回の実測固有周期の伸びと解析値

これに対して、観測波の尾部にあたる６０～９０
秒間では、１.０秒付近の周期のみ卓越している。
上記の０.３～０.７秒の卓越周期間には、せん断３建設から、約１０年経過した時点の東京タワーの剛性変動は、同期間の固有周期の変化より十分検

次～せん断５次、また特別展望台の捩れ振動系（Ｔ－１）が存在している。

討されよう。例えば、重量が変化していない場合、記録開始から地震尾部わたり約１.０秒の周期が固有周期（T0）が約１割伸びると、剛性（K）は、T0

卓越している。この卓越周期は、第１展望台からの２乗に逆比例するため、平均にみて約２割減少

上部が剛体の如き振動する固有周期（ＳＲ）である。

していることになる。

また、第１展望台での観測波形には、東松山地先に示した表Ⅱ－Ｓ１および図Ⅱ－Ｓ５から、以震の周波数特性にも関係していると思われるが、
長周期波形が認められない。

下のことが解ろう。
・図Ⅱ－Ｓ２に示したＫＢ、ＫＳの等価せん断ばね定数を用いた第２回の曲げ１次およびせん断１
次の解析値の固有周期は、第２回の実測値を良く説明している。

表Ⅱ－Ｓ２に、第１展望台と科学館４階における最大加速度、その振動周期および両者から求めた計算変形を示した。
最大加速度は、第１展望台と科学館４階でほぼ同等の値となっている。

・ＫＳの等価せん断ばね定数を用いた第１回、第２

また、第１展望台の、Ｎ－Ｓ方向の最大加速度回の解析固有周期は、（Ｓ－１）～（Ｓ－５）の高次

時の振動周期は、約１.０秒と第１展望台から上部

せん断系の実測値を良く説明している。

が剛体と見なせる固有周期（ＳＲ）と対応している。

・解析値のある、実測値の第１回に対する第２回の固有周期の伸びは、1.03～1.097 である。

個数

T-1
S-5 4 3SR

4

・解析による第１回に対する第２回の固有周期の伸びは、1.02～1.073 となり、上記の実測値の伸

2

びとほぼ対応している。
以上より、第 1 回に対する第２回の実測固有周

00.5
1.0 (sec)（ａ）０～３０秒間

1.5

0

0.5
1.0 (sec)（ｂ）６０～９０秒間

1.5

6

期の伸びは、建設後約１０年間に設置されたアンテナ等の増加荷重によるものと判断される。

4
2

Ⅱ－Ｓ７

地震観測結果

１９６８年７月１日に発生した、震源地が埼

図－７ １９６８年７月１日東松山地震時
第１展望台、周期頻度曲線（Ｅ－Ｗ）

玉県東松山市、Mg=6.4、東京の震度がⅣの、
東松山地震時に、第１展望台（Ｈ－１２）と科学館４階で、ＳＭＡＣによる観測記録が得られた［なお、観測記録は、現在不明］。
2

図Ⅱ－Ｓ７に、第１展望台で観測された地
震波の周期頻度曲線を示した。同図には、卓越周期にほぼ対応する振動系の記号（表Ⅱ－Ｓ１）も↓印で併記している。
記録開始から約３０秒間の波形には、０.３～
０.７秒と１.０秒前後の周期が卓越している。

表－２ １９６８年７月１日東松山地震時における第１展望台、科学館４階の観測値
ＳＭＡＣ
方向 最大加速度 振動周期 計算変位
位置
(gal)
(sec)
(cm)
N-S
82.5
1.02
2.20
第１展望台 E-W
50.0
0.46
0.27
H-12
U-D
20.0
0.35
0.06
N-S
77.2
0.43
0.36
第２展望台 E-W
50.0
0.35
0.16
H-12
U-D
25.0
0.35
0.08

- 66 -

また、Ｅ－Ｗ方向の最大値は、ほぼ特別展望台

f (Hz)の捩れ周期（Ｔ－１）で発生している。
3

加速度波形を正弦波として求めた計算変位は、
形は、約２.２ｃｍの値を示している。
Ⅱ－Ｓ９

東京タワーの振動特性

以下に、上記の振動実験結果および同解析より

固有振動数

振動周期に大きく左右され、第１展望台の計算変得られた東京タワーの振動特性について述べる。

2
○：実測値
×：解析値

1

△：大阪通天閣

点線：せん断棒

Ａ. 曲げ１次とせん断１次振動系

せん断棒

東京タワーの振動特性として、まず、１次振動0系として、強風時に卓越する曲げ変形と比較的強風時に卓越するせん断変形の２つの系が存在す

振動次数
S-1

S-2

S-3

S-4

S-5

図－８ 固有振動数と振動次数ることであろう。それは、トラスの引張り側および圧縮側部材の水平剛性への寄与に関係していＣ． 上部剛体振動系

ると考えられる。

東京タワーの場合、せん断振動の一つとして、

上記の曲げ１次の振動系は、高さ１００ｍの大阪

第１展望台より上部がほぼ剛体的に振動する（Ｓ通天閣の振動実験結果には認められない。
通天閣の１次振動系は、せん断的変形をし、そ：1.0 sec）系がある。この固有周期が、常時およびＲの固有周期は 1.60 sec と東京タワーのせん断１次

地震時の観測記録に明確に現れることも、東京タ（1.70 sec）とほぼ一致している。

ワーの振動特性の一つと言える。

ここで、東京タワーの曲げ１次（2.75 sec）およびせん断１次（1.70 sec）の固有周期を、過去の鉄骨造

Ｄ. 捩れ振動系
東京タワーでは、上記の曲げ、せん断振動系の高層建物の振動実験結果に適用してみると、曲げ１次の固有周期は高さ約１３０ｍの、またせん断１

他に、多数の捩れ振動系が存在している。
このような複雑な変形をする捩れ振動系は、高次は約８０ｍの高層建物の値に相当する。

さ１００ｍの大阪通天閣では現れていない。
この東京タワーの捩れ振動は、高さが３３３ｍとB. 高次振動系
図Ⅱ－Ｓ８に、（Ｓ－１）～（Ｓ－５）のせん断系の固有振動数と振動次数の関係を示した。なお、同図非常に高く、塔全体としての剛性に起因していると考えられる。

には、大阪通天閣の実測値（△印）、およびせん断
棒の理論解による固有振動数と振動次数の関係

Ｅ. 建設後１０年間の剛性低下
第１回の振動実験結果から求めた等価せん断（横軸の０.５を通る点線）も併記した。
東京タワーの固有振動数と振動次数は、ほぼ直ばね定数を適用しまた建設後約１０年間の増加荷線関係にあり、（Ｓ－１）～（Ｓ－５）の振動系は、ほ重も考慮した固有値解析を行った結果、建設直後

ぼせん断変形に支配されていることが解る。

（第１回）の実測値に対する第２回の固有周期の

なお、これらの振動系は、第２回の振動実験結伸びは、解析値でよく説明される。
従って、建設後、約１０年間における東京タワー

果に対する固有値解析でより明確になった。
また、大阪通天閣も同様な性状を示し、通天閣の剛性低下は認められないと言える。

の振動系も、一般の高層建物と同様に、せん断変形に大きく支配されていると言える。

- 67 -

Ⅱ－Ｔ そ の 他
Ⅱ－Ｔ１ スラブ、梁Ⅱ－Ｔ２ 独立、連結直接基礎
Ⅱ－Ｔ３ 単杭、２本杭鋼管基礎
Ⅱ－Ｔ４ 機械台基礎
Ⅱ－Ｔ５ 沈埋管- 69 -

Ⅱ－Ｔ１

Ｘ

スラブ、梁

Ｙ

本節では、建物の振動実験に際し、スラブおよG○

本項では、床構造がスラブと格子梁で構成されたスラブ、小梁、大梁の振動実験結果について紹

S
B1

S
B2

S
B2

S
B2

S

S

S

3.6

○
F

B1

3.6(m)

Ｔ１－Ａ （Ⅱ－Ｅ）節建物のスラブ＋格子梁

S

B2
G

S
B1

S
G

G

関する振動実験の事例を示す。

S
B2
G

S
B2

び梁等の振動実験も実施した、３建物のスラブに

○
E

介する。
4.74
⑤

Ａ１ 小梁、大梁の配置と梁断面
図Ｔ１－Ａ１に梁伏図（Ⅱ－Ｅ節参照）および大梁、

4.74(m)⑦⑧⑥

RC；450*370
D25,D22,D16

小梁の断面図を示した。

300*350
D19,D16300*350
D19,D16

Ｘ方向は、14.4m と長スパンで、Ｙ方向は、4.74
ｍと短スパンであり、小梁をＹ方向に３本配置している。

C-180*75*7

また、大梁Ｇおよび小梁Ｂ１は、ＲＣ断面と鉄骨

H-588*300*12*20
大梁Ｇ
小梁Ｂ１

からなる合成梁としている。特に、大梁は、梁成
37cm のＲＣ断面の下端に梁性 58.8cm のＨ型鋼を小梁Ｂ２

図Ｔ１－Ａ１ 梁伏および梁断面

付加している。
Ａ２ 振動特性

B2

G

図Ｔ１－Ａ２（ａ）に、スラブ（Ｓ）中央に砂袋を落下させた場合の振動モードを示した。
また、同図（ｂ）には大梁（Ｇ）中央に、同図（ｃ）は

S

⑥

G

B1

小梁（Ｂ１）中央に砂袋を落下させた場合の、それぞれの振動モードを示した。
スラブの変形を見ると、スラブセンターライン⑦

上の変形は、その両端の小梁および大梁の拘束は（ａ） スラブＦ○

ほとんど受けていないと言える。
G

また、大梁の変形は、両端の変形が相対的に小さく一般的の梁の変形状態を示しているが、直交する３本の小梁位置の変形は、あたかも１本の梁の変形に吸収された如き性状を呈している。

E○

一方、Ｘ方向スパン中央に位置する⑥および⑦○
G（ｂ） 大梁（Ｇ）
B1

通り間の小梁（Ｂ１）の変形は、同小梁両端を支持す
る大梁中央で変形が大きく発生し、同大梁の中央
では、小梁（Ｂ１）の両端をほとんど拘束していない⑥⑦（ｃ）小梁（Ｂ１）

ことが解る。
なお、上記のスラブ、大梁、小梁の各変形は、

T=0.102sec、h=6.1(%)
図Ｔ１－Ａ２ スラブ、大梁、小梁の振動モード

各柱位置では零に近づくと言える。

- 70 -

以上の如く、本建物のスラブ、大梁、小梁は、以上、本建物のスラブと格子梁のスラブ系は、

あたかも一枚の合成スラブの変形状態を示して先の図Ⅱ－Ｅ１における［（E～G）通り＊（①～⑩）

いることが解る。

通り］が、あたかも１枚のスラブの如き振動特性を

この性状を反映し、スラブ、大梁、小梁の各振有していると言えよう。

動周期および減衰定数は、変形特性を反映し、図Ｔ１－Ａ２に示すように、T=0.102（sec）、h=6.1（%）と同一の値となっている。
また、上記の振動周期は、一般の建物に比してかなり長いと言えよう。

- 71 -

Ｔ１－Ｂ （Ⅱ－Ｈ）節建物のスラブ、梁のＢ３．スラブの振動における補強効果

補強効果

図Ｔ１－Ｂ３には、２階スラブの補強前、補強後

本項では、構造体、大梁、またスラブが耐震補
強された補強前および補強後の振動実験結果について比較検討している。

の測定波形および変形曲線、固有振動数を対比して示した。
スラブの補強前の測定波形では、波形全体の零線にドリフトが大梁の場合より大きく現れ、先に述べた如く、スラブにはコンクリート亀裂等の欠Ｂ１. スラブ、梁の補強概要
図Ｔ１－Ｂ１（ａ）にスラブ、同図（ｂ）に大梁、また陥がかなり発生していることが確認された。

同図（ｃ）に短辺方向の架構の補強例を示した。
また、大梁の振動にも関係する架構の補強には、（Ⅱ－Ｈ）節で述べたように、建物用途を考慮した
トラス架構が採用されている。

FB 6x50 @500
(ボルト 13φ@500)

なお、鉄板の接着にはボルトの他にエポキシが使用されている。

(a) スラブ補強

また、大梁、スラブの振動実験は、重錘落下の方法によっている

C.L.

C.L.
L/2
B：PL (6,9,12)x150

Ｂ２．大梁の振動における補強効果
図Ｔ１－Ｂ２に、３階大梁（④通り：図Ⅱ－Ｈ１）の補強前、補強後の測定波形および変形曲線、固有振動数を対比して示した。

C：PL 16x200, 16x250
A：PL 6x(350--550)
B

大梁の補強前の測定波形では、波形全体の零線のドリフトが現れ、その長周期上に短周期の大梁の固有振動が重なり合っている。

AC(b) 大梁補強

なお、この性状は、後に示すスラブの測定波形の場合、さらに顕著になっている。

3F

一方、鉄板補強［図Ｔ１－Ｂ１（ｂ）］後の波形では、零線のドリフトが無くなり、正弦波的な固有振動数が明確に卓越している。

PL-16

コンクリートに亀裂等が発生していることを示している。
例えば、梁、スラブ上で飛び跳ね、スラブ等がふわ、ふわとした振動を感じた場合、一般にスラブ外周、また大梁の端部のコンクリートに明確な

H-300x300x10x15

上記の、補強前の零線のドリフトは、一般的に

PL-16
PL-16
H-300x300x10x15

亀裂が発生している場合が多い。
PL-16

なお、大梁の変形状態には、補強前と補強後に2Fは大差が認められない。
しかしながら、補強前および補強後の固有振動数の面から補強効果を考察してみると、大梁の剛性（EI）は補強により約２倍近くなり、大梁の振動には、補強効果が明確に現れている。

6,600/2

D○C.L.

(c) 増設トラス例（⑪通り)

図Ｔ１－Ｂ１ スラブ、大梁、架構の補強例- 72 -

スラブの変形状態には、大梁の場合と同様に、

以上、鉄板による補強を行った大梁およびスラ

補強前と補強後には大差が認められないが、補強

ブは、測定波形上からみるとコンクリート亀裂の後の⑨通りのスラブ変形は良く抑制され、同大梁補修、また固有振動数の面からみると、建物全体の補強効果が認められよう。

の剛性の場合（Ⅱ－Ｈ節参照）と同様に、曲げ剛性

一方、固有振動数の面からスラブの補強効果をの２倍近くの補強効果が認められる。

考察してみると、スラブの剛性（EI）は補強により約２倍近く増大し、大梁の場合と同様に、補強効
果が明確に現れている。

0

1.0 (sec)0(a)補強前1.0 (sec)0

1.0 (sec)0(a)補強前(b)補強後1.0 (sec)(b)補強後C○E○(a) 補強前(EIa)
ｆa＝10.4(Hz)、Eia

○
B
D
○

⑨
(b) 補強後(EIb)
fb=14.5(Hz)、 EIb=1.94* EIa⑩

図Ｔ１－Ｂ２ ３階大梁（④通り）の測定波形と変形曲線および補強効果

C○(a) 補強前(EIa)
ｆa＝16.95(Hz)
EIa

D
○

⑨

⑩

(b) 補強後(EIb)
fb=23.26(Hz)EIb=1.88* EIa

図Ⅱ－Ｂ３ ２階スラブの測定波形と変形曲線および補強効果- 73 -

Ｔ１－Ｃ（Ⅱ－Ｉ）節建物のスラブ、小梁Ｃ３．振動特性

本項では、（Ⅱ－Ｉ）節に示したセンター･コア

図Ｔ１－Ｃ２（ａ）には、砂袋をＳ１スラブ中央に、建物のスラブ、小梁、大梁系の振動実験結果を紹

また同図（ｂ）には、小梁中央に自由落下させた場介する。

合の大梁（G）に囲まれたスラブ－小梁の上下変形
モードを示した。
S1 スラブ中央に砂袋を落下した場合、スラブＣ１. スラブ＋梁連成系の概要
本建物の床スラブ、小梁の断面は、当時の学会

変形は、小梁（b1）により拘束されず、同小梁位置基準に従い設計され、スラブの厚さは 12cm とスで最大の変形となり、スラブ（S1）と（S1）および小

パンの割りにしては薄い。

梁（b1）が一体となった大梁で囲まれた 7.8（m）角さらに、小梁断面の設計も、応力を主体としての１枚スラブの振動性状を示している。

設計されており、30cmx60cm であり、現在の設上記の変形性状は、小梁（b1）の中央を裁荷した計を考えると、かなり小さく、過度の変形が発生場合にも現れ、先の静的沈下曲線とも極めて近似

しやすいと言える。

している。

以下には、６階のスラブおよび小梁を主体としまた、固有振動数も 7.7（Hz）と低くい。これは、た沈下測定および振動実験結果について述べる。

一辺が 7.8（m）であるにも拘わらず、スラブが t=12

図Ｔ１－Ｃ１の付図に、沈下測定および振動測定を行ったスラブ、小梁について示した。同６階ス
ラブには軽量コンクリートが使用され、そのスラブ厚さは、その面積に対して t=12（cm）とかなり薄いと言える。これは、当時の設計が、応力のみを対象にしているためである。

（cm）と薄く、また小梁の成も 60（cm）とかなり小さい影響とも言える。
上記の小梁断面も考慮した２枚のスラブが大梁で周辺を単純支持および固定支持された固有振動数を理論解析で求めてみると、実測値 7.7（Hz）に対して、以下のような値となる。

また、小梁の成（60cm）は、当時、スパン（7.8m）

積載荷重：

無視

考慮

の１/１２が標準的値とされているが、その梁成では、単純支持

9.60Hz6.35Hz変形面から見ると、過大になると言える。

固定支持

17.47Hz10.83Hz

これらの解析結果からも、本スラブ周辺の拘束
Ｃ２．静的沈下曲線
図Ｔ１－Ｃ１には、スラブ S1、S2（図Ｔ１－Ｃ２の付状態は、大梁の実測変形から見てもかなり低いと判断されよう。

図）部分の、４隅の柱位置の変形を零とした相対沈下曲線を示した。

以上、本建物の応力面のみを考慮した設計基準

小梁、大梁で囲まれた２枚のスラブ（S1、S2）は、両スラブ境界の小梁の沈下量が大きく、あたかもによるスラブ＋小梁系は、現在の変形も考慮した設計面からみると、断面が過小であると言えよう。

１枚の如き沈下状態を示している。
また、柱位置に対する沈下量は、大梁中央で 10～13mm、小梁中央で 29mm、またスラブ中央で34mm あり、その最大沈下量は 40mm に達してまた、これまでのスラブ、小梁の障害をみると、柱間スパンが６ｍ以上の場合、また小梁成がスパンの１/１０以下の場合、多く発生している。

いる。
以上の如く、６階の４隅柱に囲まれた２枚のス
ラブからなる床スラブは、大梁で支持された、あたかも１枚の如き沈下挙動を示し、両スラブ間の小梁の変形拘束効果は極めて小さいことが解る。

- 74 -

(G)

(G)
(S2)

13

10

(b1)

29mm

③
10

J
○

(G)

38(max)
12

(S1)

②

I
○
図Ｔ１－Ｃ１ ６Ｆスラブ、小梁、大梁の相対沈下量（柱位置の変形を零）

(G)
(G)

通り

(S2)

P
J
○

(b1)

③

J
○

(G)
(S1)

(G)

7.8

②

6F

7.8(m)（ａ）荷重(P)：スラブ中央

スラブ(S)：t=12cm
小梁(b)：30cmx60cm(S1)(S2)(b1)

7.8

fS=7.7 (Hz)I○②
(G) 1.95
P

7.8
I
○

(S2)

7.8(m)

7.8

J
○

(b1)
)

③

(G)
(G)

J
○

(S1)

fS=7.7 (Hz)②

I○

- 75 -

図Ｔ１－Ｃ２ ６Ｆスラブ、小梁の振動モード

1.95

(G)

（ｂ）荷重(P)：小梁中央

③

Ⅱ－Ｔ２

独立、連結直接基礎文１１）

地盤概要：関東ローム
実験者：早稲田大学理工学研究所内藤記念館

直接基礎の静的研究は、古くから行われている

実験日時：1970、1972

が、当時、振動実験を行った研究は皆無であった。
本研究では、基本となる独立基礎に加えて、実際の建物に使用される状態を想定した、二つの独立基礎を基礎梁で繋いだ連結基礎についても振動実験を実施した。
また、連結基礎の実験においては、特に土圧計

Ｔ２－２

実験概要

試験は、各基礎に対して、以下のような振動実
験を実施した。
＜直接基礎関係＞ⅰ）建物（Bn）：基礎固定とし、建物荷重を変化

を基礎底面に多数埋め込み、接地圧分布も検討し（鉄板を n=2～8 枚）させた自由振動実験ている。

ⅱ）独立基礎（F）：起振機の偏心荷重を変化させ

このような直接基礎の振動実験データは、現在

た、水平強制振動実験

でも、極めて貴重な資料と言えよう。

ⅲ）独立基礎＋建物連成系（F+Bn）：水平方向の強制振動実験

Ｔ２－１ 直接基礎の概要
直接基礎の種類：図Ｔ２－１＜連結基礎関係＞

独立基礎（F）：1250x1250x820

ⅳ）連結基礎Ⅰ（2F+GE）：水平および上下方向

建物（Bn、n=2～8）、n：荷重枚数の強制振動実験

建物荷重：Wn=0.5～1.3(ton)ⅳ）連結基礎Ⅱ（2F+G0）：水平および上下方向の独立基礎＋建物連成系（F+Bn）

強制振動実験

連結基礎Ⅰ：2F+GE

また、各基礎の測定は、水平および上下変位に連結基礎Ⅱ：2F+G0

ついて実施している。また、連結基礎では、基礎

G0：基礎梁、GE：基礎梁底面が接地

底面に土圧計を埋め込み、その接地圧分布と上下実験場所：東京都新宿区喜久井町

変形の関係を検討していることが特徴である。
1250

1250

1250

1250

F

2000

1250

Ｇ

F

起振機
起振機

820

720

BT

2F+GE

建物(B)
鋼製

2F+Ｇ０

620

FT
基礎(F)
コンクリートG.L.

土圧計の分布

図Ｔ２－１ 独立基礎と連結基礎の概要- 76 -

Ｔ２－３ 実験結果および振動特性

１次(F+B8)(μ)

Ａ．基礎（Ｆ）、建物（Ｂｎ）および（Ｆ＋Ｂｎ）連成系

図Ｔ２－２に、独立基礎（F）および B8 建物連成系（F+B8）の、共振曲線を示した。同図には、基礎、BT
400

Ｂ８建物個々の固有振動数も併記した。

１次(F)

また、図Ｔ２－３には、上記（F+B8）連成系の１次
200および２次の振動モードを示した。

FT

２次(F+B8)

１次(B8)

本実験モデルの基礎（F）および B8 建物の１次
固有振動数はかなり近似しており、またこれらの値に対して、（F+B8）連成系の固有振動数は、約１5101520 (Hz) 25
図Ｔ２－２ （Ｆ＋Ｂ８）連成系の共振曲線/２に低下している。
（Ｆ＋Ｂ８）連成系の１次振動モードを見ると、同モードは、基礎部分の Sway および Rocking 動にBT

大きく支配され、その屋上変形における（S+R）％
は６０％以上に達している。
一方、（F+B8）連成系の１次振動モードでは、
建物屋上（BT）と基礎上端（FT）の変形は逆位相となり、建物屋上（BT）の変形は、１次モードの場合
FTと同様に、基礎上端（FT）の回転角に大きく支配されていることが解る。
図Ｔ２－４には、基礎（F）、荷重を変化させた建物（Bn：n=2～8）および連成系（F+Bn）の、固有振動

G.L.

数（f ）に対する減衰定数（h ）の関係を示した。また、

f1=9.4

f2=24 (Hz)

１次

同図には、各連成系（F+Bn）の Sway+Rocking（％ ）２次

図Ｔ２－３ （Ｆ＋Ｂ８）連成系の振動モードの値も併記した。
基礎固定時の建物の減衰定数は、２～４（％ ）であるのに対して、基礎（F）の値は地盤に支配され

h (%)
15

ているため約１３（％ ）と大きい。

F（１次）

一方、連成系（F+Bn）の Sway+Rocking（％ ）の値
は荷重が小さくなる建物（B8→B2）ほど増大し、また固有振動数および減衰定数は、基礎（F）のみの値に近づいている。最終的に荷重が零の S+R＝

10
F+B8（２次）

１００（％ ）になると、理論的にも、連成系の減衰定

S+R (%)
75.9(F+B2)
73.1
65.8
61.4(F+B8)

数および固有振動数は基礎（F）のみの値に収れんすることになる。
また、連成系（F+B8）の２次振動系の固有振動数5および減衰定数は、１次の約３倍の値を示してい

F+Bn（１次）

る。これは、先の図Ｔ２－３に示した２次の振動モ
B8 B6ードの複雑な形状に大きく起因していることが
解ろう。

0

10

B4

B3 B2（１次）

20 f (Hz)

上記の連成系（F+Bn）と基礎および建物の固有値の関係は、一般の建物の場合にも良く対応していると言える。
- 77 -

図Ｔ２－４ Ｆ、Ｂｎ、（Ｆ＋Ｂｎ）連成系の減衰定数と固有振動数の関連性

Ｂ．連結基礎（２Ｆ＋ＧＥ、２Ｆ＋Ｇ０）

以下には、前項に示した二つの独立基礎（F）を

(μ)
100

基礎梁（GE、G0）で一体化した連結基礎（2F+GE、

2F+G0

2F+G0）の、水平加振および上下加振を行った場合の、特に回転変形と接地圧の関連性について紹介75する。なお、基礎梁の GE は下端が接地しており、
G0 は無接地としている。
図Ｔ２－５に、水平加振した場合の、連結基礎
2F+GE および 2F+G0 の水平変位の共振曲線を対

50

2F+GE

比して示した。
両基礎の共振振動数は、20（Hz）近傍に存在しているが、基礎梁が接地していない 2F+G0 の共振振

25

動数は、接地している 2F+GE の値に比してわず
かに短く、また共振振幅も大きい。
図Ｔ２－６（ａ）には、両連結基礎の、水平加振時の上下方向の、変形（回転：一点鎖線）曲線と接地

01020 (Hz)30
図Ｔ２－５ （2F+GE）、（2F+G0）の共振曲線

圧分布（実線）を対比して示した。また、同図（ｂ）には、上下加振の場合を示した。
水平加振時の接地圧は、回転動に対応し、圧縮および引張りの値を示しているが、独立基礎外端

2F+GEで最大となり、同中央近傍で最小、同内端でふたたび増加し、独立基礎部分では放物線的分布性状

2F+G0を示している。また、独立基礎部分外端の接地圧に対する内端の比は、基礎梁が無接地の 2F+G0 の方が小さく現れている。
また、上下加振の場合、2F+G0 の上下変形分布

2F+GE 17.64(Hz)は、多少傾斜しているが、ほぼ純粋な上下振動をし
上下変形

ている。

接地圧

接地圧分布も上下変形に対応し、左右の独立基
礎部分の分布性状は、両基礎の場合ともほぼ一致

2F+G0 17.70(Hz)（ａ）水平加振している。
また、基礎梁下端が接地している 2F+GE の連結基礎の場合、独立基礎部分の内端の接地圧は、同

2F+GE 21.45(Hz)

外端の値に比してかなり減少している。これに対接地圧

して 2F+G0 の、独立基礎部分内端の接地圧は、外端の値とほぼ一致し、さらに独立基礎部分の分布
性状は、対称形を示している。

上下変形
2F+G0 21.45(Hz)図Ｔ－３ （Ｆ＋Ｂ８）連成系の振動モード

Ｃ．理論的考察

実験を実施した時期は、計算機もかなり発達していたが、ＦＥＭのようなソフトは無く、円形基礎の弾性理論解のみが存在していたと言える。

（ｂ）上下加振図Ｔ２－６ 上下変形と接地圧分布- 78 -そこで、任意形状の剛体基礎の静的ばね定数および接地圧を求める解析方法を検討した。

なお、上記の解析方法は、連結基礎についても適用され、同基礎のばね定数、接地圧分布を検討

上記の、任意形状のばね定数の解析方法は、文
献１１）に示しているが、その概略は、以下の通り

するとともに、地下室のばね定数の算定にも導入
された。

である。
ⅰ）基礎底面を格子状に分割、ⅱ）各交点に荷重

以上、上記の実験および解析的検討は、約４０年点を設定（荷重集中 Pi：未知数）、ⅲ）交点内部に変前に実施されたが、実在建物の、直接基礎のバネ位点（変位 Yi）を設定、ⅳ）Pi による Yi を Mindlin

定数の算定には貴重なデータと言えよう。

の解より算定し、Yi に変位の境界条件を導入、ⅴ）
連立方程式を解き、Pi を計算→接地圧、ばね定数。
図Ｔ２－７（ａ）には、正方形基礎の軸対称軸１/４
底面における上下動時の、同図（ｂ）には回転動時の上下方向接地圧分布の解析例を示した。また、同図（ｃ）は水平動時の水平方向接地圧分布である。
なお、水平動時の同方向接地圧は、土圧形等で実験的に求めることは、極めて困難と言える。

XY

いずれの接地圧分布において、基礎の４隅で最C.L.

大の接地応力が発生し、その極限値は∞に近づく。
また、接地圧の値は、基礎内部に近づくに従い減
C.L.

少している。

C.L.

（ａ）上下動ここで、上記の解析結果を前項の連結基礎の接地圧分布と対比してみると、以下のようになる。
連結基礎の 2F+G0 の両端基礎は、独立基礎となっている。そこで、上下加振時の右側基礎の接地

YX

圧分布［図Ｔ２－６（ｂ）］と図Ｔ２－７（ａ）のセンタラ
イン上の分布を比較すると、両者の分布性状は良（ｂ）回転動く対応していることが解る。
C.L.

また、2F+G0［図Ｔ２－６（ａ）］の回転動に対する基C.L.

礎部分の変形は、上下動変形と回転動変形で構成されているため、その接地圧分布は、図Ｔ２－７においては、（上下動＋回転動）の分布に対応する。
この結果、実験時の独立基礎内端の接地圧は外端XYの値に比して減少することになる。
なお、基礎梁が接地している連結基礎 2F+GE（ｃ）水平動の場合は、基礎梁の接地圧分布も、独立基礎部分に影響するが、その影響は、独立基礎外端よりも内端の方が大きいと言える。この基礎梁の影響は、
2F+GE の実測接地圧分布に明確に現れていると言える。

- 79 -

C.L.

C.L

図Ｔ２－７ 正方形の接地圧分布

Ⅱ－Ｔ３

単杭、２本杭鋼管基礎文１２）

試験杭は、打設工法で施工したため、同杭には振動実験を行った鋼管杭は、我が国で旧日本住宅公団の団地で初めて使用されたと言える。そこ
で、これらの鋼管杭の水平抵抗を検討するため、大規模な種々の試験が実施された。このような実歪みゲージ、配線等の保護カバーの取り付けが不可欠であった。また、地中における杭の加速度を測定するため、杭の内側にブラケットをボルトで取り付けた。
そこで、試験杭の実際の曲げ剛性を確認するた

在杭の振動実験例は、極めて少ないと言えよう。

めに、各種試験に先立ち、以下の裁荷試験を実施
Ｔ３－１ 試験杭および実験概要

している。

建物名称：日本住宅公団大島４丁目市街地住宅

杭に歪みゲージおよびゲージプロテクター等

鋼管ぐい試験

を添付、施工後、杭を２点支持（L=5.85m、6.17m、

所在地：東京都江東区大島４丁目

10.5m）とし、種々の集中荷重による静的裁荷試験

杭、地盤概要：図Ｔ３－１を行い、曲げ剛性を評価している。

試験杭Ⅰ：φ609.6‑t12.7、L=45m

さらに、静的水平裁荷試験時には、L アングル

試験杭Ⅱ：φ508.0‑t12.7、L=45m

を杭中心に下ろし、これにダイヤルゲージを取り

単杭

：試験杭Ⅰ

付け、地上より望遠鏡でゲージの値を読み、地中

２本杭：試験杭Ⅰ＋試験杭Ⅱ変形を測定している。

地盤：沖積軟弱地盤

以上のように、実在杭の地中における加速度お

G.L.‑4m：表土 N<10、‑7m：シルト N=1‑2、よび静的変形を測定したことは、それまで皆無で‑9m：上部砂 N=1‑2、‑ 33m：粘土 N=0～3、あったと言える。

‑50m：細砂、中砂 N>20

なお、地中の杭の静的変形は、その後の傾斜計

実験者：早稲田大学理工学研究所の開発により、管内に取り付け、容易に測定可能

八幡製鐵株式会社となってきた。

実験日時：1968
2250
1300

450

1000

500

モーター

起振機

起振機

2C-200*90
700

衝撃力

鋳物片

350

自由振動実験

Φ=609.6
Φ=609.6
図Ｔ３－１ 単杭および２本杭の振動実験- 80 -

Φ=508

図Ｔ３－１に、杭頭が自由の単杭および杭頭を固α(gal)

定とした２本杭の振動実験の概要を示した。

G.L.+1.1m

２本杭の起振機は、単杭の場合と異なり、起振2000部分とモーター部分がユニバーサル回転軸で結合されており、モーター部分は基礎板と離れた場

G.L.+0.2m

所に設置されている。

1000

また、２本杭の場合、自由振動実験も行われた。
この実験時の引張力は、引張ワイヤーの途中に挿入した鋳物片に衝撃力を加えることにより、瞬時に除去されている。

0.02

0.04

0.06 (sec) 0.08

図Ｔ３－２ 単杭の共振曲線

Ｔ３－２ 実験結果および振動特性
0Ａ．単杭の振動実験

y(mm)

1 0 BM3(t･m)+1.1

Ａ－１ 強制振動実験
図Ｔ３－２には、単杭の強制振動実験より求めら

G.L.

れた、杭頭（G.L.+1.05m）および G.L.+0.2m 位置の、加速度の共振曲線を示した。
共振周期は、T=0.042（sec）と非常に短いが、こ-2.0の共振周期が単杭の固有周期である。
また、上記の共振曲線より、減衰定数を求めると、杭頭が約１ｍ突出しているにも拘わらず、-4.0

h=8.4（%）とかなり大きく、地盤反力の影響を大き(m)く受けていることが解る。

図Ｔ３－３ 単杭の変形曲線、ＢＭ分布
T=0.042(sec)

図Ｔ３－３には、単杭の固有周期 T=0.042（sec）時の変形曲線および曲げモーメント分布を示した。
振動実験時の変形曲線および曲げモーメント
分布は、あたかも杭頭に水平集中荷重が作用した

そこで、単杭を杭頭に質量（重量）を集中させた
１質点系に置換し、その固有周期の理論的検討を
以下のように行った。

場合の分布性状を示し、また静的水平裁荷試験結果のそれとも良く対応している。これは、振動実験において、杭頭に重量のある起振機が存在していること、また杭頭が地表面から約１ｍ突出し、杭頭の集中荷重は、起振機の重量（W）を主体とし、また単杭のばね定数（k）は、静的水平裁荷試
験の値に振動実験時の変位を考慮して評価した。
また、両値は、以下のように与えている。

この突出部分の変形が同杭の挙動を大きく支配
重量：W≒0.7ton（起振機、杭重量 2m を含む）

していることに起因していると判断される。
もし、本単杭の突出高さが、建物の基礎の場合

ばね定数：k≒18ton/cm（杭頭変形 y=0.2mm 時）と同様にほぼ零になると、上記の固有周期はさら

ここで、単杭の固有周期を求めてみると下記のに短くなり、また、減衰定数は、逆に、大きくな値が得られる。

ることが推測される。

1 W
T= ⋅
= 0.039(sec)5k

Ａ－２ 固有周期の理論的検討

上記の単杭を１質点系に置換した固有周期の単杭の振動系は、杭頭に起振機が設置され、ま値は、実測値の T=0.042（sec）とほぼ対応し、本単た杭頭が約 1.1m も突出し、この突出高さに振動

杭は、杭頭の突出高さが 1.1m もあることから、

系が、上記の如く、大きく支配されている。

工学的にみて１質点系に置換できたと言えよう。

- 81 -

Ｂ．２本杭の振動実験

また、変形曲線をみると、フーチング上端と下２本杭の振動実験の主目的は、杭が実際の建物基礎に使用されている状態、すなわち、杭頭固定端の変位に差が現れており、フーチングには回転が発生していることが推察される。

の状態の振動挙動を検討することにある。

引張力の除去杭頭を固定にすると、その杭の静的水平ばね定

0.02

数は、杭頭が自由の値の約２倍となり、単杭に対

0.02

0.02 (sec)

して変形しにくくなる。
なお、実在杭で杭頭を完全固定、すなわち杭頭の回転角を零にするためには、杭数本を増やす手
加速度法が一般的であるが、その群杭の水平ばね定数は増大し、振動実験も大規模になる。
２本杭の実験は、単杭の場合と同様に、起振機を用いた強制振動実験に加えて、自由振動実験も歪み度行っている。
また、２本杭の強制振動実験の場合、後にその図Ｔ３－４ ２本杭の自由振動波形
T=0.043(sec)、h=13(%)

実験結果を示すが、起振機の回転数不足により、

Disp.(μ)

共振周期が求められていない。
Ｂ－１ 自由振動実験
図Ｔ３－４に、２本杭の自由振動実験から求めた、

300

杭頭変形および杭の歪み度の、測定波形の一例を示した。

G.L.+1.1m200

加速度波形の初期には、波形の乱れが現れていG.L.

るが、それ以後の波形、また歪み度波形には、自100

由振動の性状が良く現れている。
特に、歪み度波形をみると、引張力を除去した
時の歪み度のルーズな減少は現れていない。このように、鋳物片を打撃することにより、引張力は0.04

瞬時に除去され、鋳物片打撃の効果が明確に認め

0.06

0.08

0.10 (sec)

図Ｔ３－５ ２本杭の共振曲線られる。
上記の自由振動実験より、２本杭の固有周期は
T=0.043（sec）、減衰定数は h=13（%）と求められ、2本杭の固有周期は前項の単杭の値と対応し、減衰

0
.+1.1

y (mm)

0.2 0.4 BM 0

0.3(tm)G.L.

定数は、単杭の約１.５倍に達している。
-2.0

Ｂ－２ 強制振動実験
図Ｔ３－５に、２本杭試験の杭頭（G.L.+1.1m）および G.L.位置の、変位の共振曲線を示した。

-4.0

また、図Ｔ３－６には、振動周期、0.064（sec）時の変形曲線および曲げモーメント分布を示した。
２本杭の振動実験に使用した起振機の最高回
転数は、約 20Hz であるため、共振周期が得られていない。

- 82 --6.0(m)
図Ｔ３－６ ２本杭の変形曲線、ＢＭ分布

しかしながら、曲げモーメント分布では、フー＜追 記＞

チング下端の値が大きく、杭頭はフーチングにより大きく拘束されていることが解る。

この杭の実験は、先に述べた如く、先駆的な実験であったと言える。
この実験を実施した時期は、建設ブームでもあＢ－３ 固有周期の理論的検討

り、上記の実験は、真冬の約１週間、建設工事終２本杭の振動系は、杭頭にコンクリートのフー
チングがあり、その重量は杭の重量に比して大き了後徹夜で行われた。また、日中は学校に測定器を取りに行ったこと等も思い出される。

いため、工学的には、フーチング位置に質量（重量）を集中させた１質点系に置換される。
上記の１質点系の重量（W）および２本杭の静的水平裁荷試験より振動実験時の変位を考慮した評価した水平ばね定数（k）の概略の値は、以下のように与えられる。
重量：W≒4.4ton（起振機、杭重量 2m を含む）
ばね定数：k≒100ton/cm（杭頭変形 y=0.2mm 時）
ここで、２本杭の固有周期を求めてみると下記の値が得られる。

T=

1 W⋅= 0.042(sec)5k

上記の２本杭を１質点系に置換した固有周期の値は、実測値の T=0.043（sec）と良く対応し、実験を実施した２本杭は、工学的にみて１質点系に置換できると言えよう。

- 83 -

Ⅱ－Ｔ４

機械台基礎

Ｔ２－３

機械台基礎（機械架台）の施工に際して、２階梁の下端でコンクリートを打ち継いだが、施工者の不注意により打ち継ぎ面の清掃、締め堅めの不足
等が不十分であり、打ち継ぎ面でコンクリートの一体性の欠落が確認された。
この問題に対して、その影響の度合いを常時微動測定、また砂袋を重錘とした衝撃試験を行い検討した。

実験結果および打ち継ぎ面の影響

図Ｔ４－２（ａ）に、常時微動測定より求めた短辺および長辺方向の変形曲線、測定波形例を示した。
また、同図（ｂ）には砂袋重錘による自由振動実験時の測定波形例および短辺、長辺方向の変形曲線を示した。同図の矢印は、重錘の衝撃位置で、（Ｒ）の鎖線は、１階の上下動より求めた Rocking
変形である。
さらに、図Ｔ４－２には、短辺、長辺方向の固有Ｔ４－１周期および減衰定数の値も併記している。
常時微動時の短辺方向の変形曲線は、開口部が基礎の概要および特徴

名称：機械台基礎

大きい③通り側の変形が①通り側に比して大き

所在地：静岡県三島市

く現れ、２階床の平面は、短辺方向に対してほぼ

機械架台の概要：図Ｔ４－１

直線的に変形している。
また、問題となる打ち継ぎ面位置の上下端の変平面：13.1mx5.3m
階数：2 階形には不連続性は認められない。

高さ：6m

6.1m

7.0m

基礎深さ：-3.4m
A○

実験日時：1971
図Ｔ４－１に、機械台基礎およびコンクリートの5.3m

実験者：早稲田大学理工学研究所

B○

打ち継ぎが不十分であった位置を示した。
短辺方向の架構は、①、③通りがラーメン架構、

2F Plan②通りが壁式で、長辺方向はラーメン構造となっ
ている。

A
○

で、各柱とも、同位置で明確なコンクリートのジ

5.3m

コンクリートの打ち継ぎ位置は、２階梁の下端
ャンか等が確認された。

B○
1F Plan

Ｔ４－２

実験概要

①

振動実験は、常時微動測定および 600kg の砂袋

②

③

2F

を重錘とし、２階梁の短辺および長辺方向の梁に測定は、各柱とも、打ち継ぎ面の上下位置を含む高さ方向６点の水平方向変位、および基礎の回

6.0m

衝撃力を水平に加えた自由振動実験を実施した。

1F

なお、コンクリートの打ち継ぎの欠陥について
は、特に各通りの変形の不連続性から検討するこ
とにした。

3.4m

転動を求めるために１階柱の A、B 通りの上下変位について行っている。

コンクリート打ち継ぎ位置

FB
Section
図Ｔ４－１ 機械台基礎（機械架台）とコンクリートの打ち継ぎ位置- 84 -

一方、砂袋重錘で衝撃力を与えた自由振動実験

以上から、本振動実験結果によって、ここに示の場合の変形性状のも、常時微動時と極めて近似した機械架台施工時のコンクリート打ち継ぎ部

しており、特に、各柱壁の変形にはコンクリート

分の不備は、本実験時の振動振幅では影響が無い

打ち継ぎ面の不連続性は現れていないと言える。

と判断した。

また、短辺方向の各通り架構の変形は、Sway、
Rocking 動にほぼ支配され、架構全体は、基礎底面（FB）位置を回転中心とした剛体の回転動の性状を呈している。
また、固有周期は、両方向とも、0.1（sec）以下と短いが、これは、架構全体が剛体に近く、基礎部分の Sway、Rocking 動に支配された振動系のためである。従って、減衰定数も約 10（%）に近く、大きく地盤振動の影響を大きく受けていること
が解る。
0.5

0.5

0.5

0.2 0.2 0.2 (sec)

0.5 (sec)

測定波形例

測定波形例
砂袋：６００ｋｇ

F(2F)
E
D
C
B
A(1F)

F(2F)
(R) E
D
C
B
A(1F)

FB

FB

短辺：T1=0.08～0.09(sec)、長辺：T1=0.065～0.08(sec)、h=8～9(%)（ａ）常時微動時（ｂ）自由振動実験時
図Ｔ４－２ 短辺および長辺方向の変形曲線とコンクリートの打ち継ぎ位置- 85 -

Ⅱ－Ｔ５

沈埋管文１３）

Ｔ５－２ 実験の特徴
図Ｔ５－１に、地盤、沈埋管の断面、各種震源位

当時、旧日本鋼管が川崎沖の扇島に製鉄所の建設を予定し、川崎と扇島の間を我が国で初めての置および測定位置等を示した。

沈埋トンネルにより連絡する計画が立案された。

長さ 84m の埋設管は、福山市の軟弱埋め立て

その沈埋管を設計するための設計資料、設計の地に水平に埋設され、震源を３種類とした振動実

考え方を得るために、福山の軟弱地盤で長さ８４験が実施された。

ｍの鋼管を水平に埋設し、震源をダイナマイトや＜震エアガンとした大規模な振動実験を実施した。

ａ.ダイナマイト（D1～D7）：3kg のダイナマイト

源＞

を７カ所の G.L.-5m の深さに埋設、爆破
ｂ.エア･ガン（A1～A3）：140 気圧（容積 2,000cc）

Ｔ５－１ 沈埋管の概要
名称：沈埋管のエアガンを３カ所のボーリング孔内 G.L.-5m

所在地：広島県福山市日本鋼管敷地の深さに埋設、水を注入して、圧力開放
ｃ.インゴットを用いた板たたき（S1～S3）：重さ

埋設管等の概要：図Ｔ５－１

15ton のインゴットに、重さ 1.5ton の鉄球をク

沈埋管：鋼管外径：φ=1219（mm）

レーンで吊り上げ、水平に衝撃

肉厚：t=11.7（m）＜測

長さ：L=84.0(m)測定は、基準位置より 5m、15m、25m、35m、

定＞

地盤：G.L.-3.4m：盛土、-17.9m：シルト質粘土

50m、65m および 80m の計 7 点の管内および地-19.8m：硬質粘土、-24.9m：砂礫

表面で３方向に変位について行われた。さらに、-27.5m：粘土、-27.5m～：砂礫管の歪み測定も、22.5m と 24m の２断面で主と実験者：沈埋管耐震委員会［早大理工学研究所、して実施された。
上記の他に、G.L.-4.0m、-23.0m、-29.0m の地

東海大土木学科、日本鋼管（株）］

中に地震計も設置し、地中の加速度も測定した。

実験日時：1971

YG.L.

表土(Vs≒110)
シルト質粘土
Vs≒80(m/sec)

100

D2

-10
qu=0.15～0.2(t/m2)

D5

硬質粘土
砂 礫

-20

(m)
120

D4

S3
D3

60

D6
D7

粘 土
砂 礫

-30
(m)

80

40

S2

A3

20

3.0m
0.5m

G.L.
-1.5m

△

X

△
◎

◎

100
1.5m
地中変位計
埋設管：φ1219xt11.7mm、L=84.0m

△
◎

△ △
◎ ◎

沈埋管
80
60

D1～D7：ダイナマイト
A1～A3：エア－ガン
S1～S3：板たたき

△
◎

40

×
△
◎

20

△
◎

△
◎

0

◎：管変位
△：地表面変位↑：管応力A1 A2 S12040

060 (m)

×：地中変位(-4m,-23m, -29m)

図Ｔ５－１ 地盤、沈埋管断面、各種震源位置および沈埋管、地表等の測定位置- 86 -

D1

Ｔ５－３ 実験概要

管（P）および地表（G.L.）のスペクトルは、振幅で以下には、沈埋管の設計で、特に問題となる地
震時の沈埋管の挙動と地盤変形の関係、また沈埋
管の地震時応力に着目し、実験結果について考察する。

多少の差異が認められる周期成分もあるが、全体的に、振幅および卓越周期は、３震源の場合とも良く一致している。
また、上記のスペクトルで、エア･ガン（A3）の場合、同震源の特徴である短周期成分が大きく卓越している。

Ａ.沈埋管と地盤変形
図Ｔ５－２（ａ）に、管の軸方向 50m 位置で、ダイナマイトを爆破させた場合（D1）の、y 方向の地表面および管の実測波形を、各測点毎に対比して示した。また、同図（ｂ）には、管の軸方向 25m 位置
でインゴット板たたき法により、管に対してせん
断振動を発生させた場合（S1）を、さらに同図（ｃ）には、管の 50m 位置の直角方向 25m 位置で、エア･ガンの圧力を開放させた場合（A3）を示した。
管の軸方向を震源とした D1 および S1（x）の場
合、その測定波形には、震源からの波が管（P）および地表面（G.L.）とも、位相遅れを伴い管軸方向（x）に伝搬している様相が明確に現れている。
上記の管直角方向の伝搬速度を D1 の地表面波形より求めてみると、VS=120～130（m/sec）となり、この速度は本地盤の軟弱シルト質粘土のせん断波速度（図Ｔ５－１）より大きいことが解る。一方、

一方、ダイナマイトおよび板たたきのスペクト
るにおける卓越周期はかなり良く対応しており、0.35 ～0.4sec、0.6sec、1.0sec、1.5sec 前後に共通したピークが認められる。
上記のピーク周期に対して、地盤の常時微動測定（G.L.、-4m、-23m、-29m）では、0.33sec、0.73sec
および 1.2sec が卓越しており、特に、0.73sec 時には、軟弱シルト質粘土層の相対変形が大きいことが認められている。これらの地盤の常時微動の卓越周期と前述のダイナマイト等における卓越周期の関係は、必ずしも明解でないが、各震源で発生した振動は、地盤に大きく影響されていると判断されよう。
以上の如く、沈埋管の変形挙動は、地盤の変形にほぼ支配されていることが判明した。
Ｂ.沈埋管応力と地盤変形

管 軸 方 向 の伝 搬 速 度 を同 様 に し て求 め る と 、

図Ｔ５－５（ａ）に、管の軸方向 50m 位置のダイナ

VP=420～430（m/sec）の値を示している。なお、こマイト（D1）実験時の、ⅰ）管断内左右の縁歪み度

れらの伝搬速度は、地盤の値である。

実測波形を、ⅱ）管の曲げ歪み度と管軸直角（y）方

また、エア･ガン（A3）の測定波形の性状は、上向の変位波形を対比して、またⅲ）管の軸方向歪記のダイナマイト、板たたきの場合とかなり異なみ度と管軸（x）方向の変位波形を対比して示した。

り、震源に対し直角位置にある測定波形には、エ

なお、管の曲げ歪み度および軸歪み度は、管左右

ア･ガンの震源特性と判断される短周期成分波形の実測波形より等価的に求めた波形である。
また、同図（ｂ）には、管直角方向の、管中央にが顕著に現れている。この短周期成分波は距離と近いダイナマイト震源（D3）の場合を示した。

ともに急激に減少していることが解る。
上記の、ダイナマイト（D1）、インゴット板たた管の曲げ歪み度波形の性状は、両震源の場合とき（S1）、エア･ガン（A3）の場合とも、管（P）およも、管軸直角（y）方向の変位波形のそれと良く対び地表面（G.L.）の両波形は、各測点とも、時間と応し、管の曲げ歪み度は、管軸方向の地盤の水平ともに変動する振動周期、位相等の面からもほぼ波動伝搬に大きく支配されていると言える。

対応しており、沈埋管の振動は震源から伝搬する

また、軸方向歪み度の場合、同波形は、管軸方地盤振動にほぼ支配されていることが明確に認向の変位波形と位相的にも良く対応し、軸歪み度められる。

は、管軸方向の地盤の波動伝搬に大きく支配され

図Ｔ５－３には、上記の３震源による測定位置ていると言える。
なお、管の曲げ応力度は、変位波形、軸方向歪25m 地点の地表（G.L.）および沈埋管（P）の測定波
形のフーリェ･スペクトルを対比して示した。

み度波形に較べ、時間に伴う減衰性が大きい。

- 87 -

0

1

2

3

4

5

6

(sec) 7456(sec) 7456(sec) 75mG.L.
P
15mG.L.
P
25mG.L.
P
35mG.L.
P
50mG.L.
P
65mG.L.
P
80mG.L.
P（ａ） ダイナマイトＤ１
0

1

0

1

2

3

5mG.L.
P
25mG.L.
P
80mG.L.
P（ｂ） インゴット板たたき S１(X)2
35mG.L.
P
50mG.L.
P
80mG.L.
P（ｃ） エアガンＡ３

図Ｔ５－２ Ｇ.Ｌ.および沈埋管（P）の測定波形の比較
6

1.5

40

4

1.0

20

2

0.5

60

0.1

25m G.L.
25mPipe

0.5 1 (sec) 5（ａ） ダイナマイトＤ１

0.1
0.5 1 (sec) 5（ｂ） インゴット板たたき S１(X)

0.01

0.05 0.1 (sec) 0.5（ｃ） エアガンＡ３

図Ｔ５－３ ２５ｍＧ.Ｌ.（実線）および沈埋管 P（鎖線）のフーリェ･スペクトル- 88 -

0

1

2

3

4

5

6

(sec) 7456(sec) 7

左－歪み度
右－歪み度

曲げ歪み度
Ｙ－変位
軸歪み度
Ｘ－変位

（ａ） ダイナマイトＤ１
0

1

2

3

左－歪み度
右－歪み度

曲げ歪み度
Ｙ－変位
軸歪み度
Ｘ－変位

（ｂ） ダイナマイトＤ３

図Ｔ５－４ 沈埋管の測定、曲げ、軸歪み度波形と地表面変位波形

上記の地表および沈埋管の変位および歪み度
最後に、沈埋管の挙動が地盤振動に大きく支配の振動挙動の性状は、他の震源の場合とも同様にされる理由としては、以下の事項に起因しているして現れている。

と考察される。
以上、本実験より、地震時の沈埋管挙動は、地盤振動にほぼ支配、追従し、沈埋管の設計には、
地震時の地盤振動の解明が重要であることが判明した。

ⅰ）沈埋管は、その地盤変形を抑制するほどの曲げ剛性を有していないこと。
ⅱ）沈埋管が変形して場合、軟弱地盤と言え、その地盤反力は大きいこと。
ⅲ）沈埋管の質量が小さく、大きな慣性力が発生しないこと。

- 89 -

第Ⅲ章 東京タワーの建設と振動性状（和訳）（原論文）

Construction and Vibrational Characteristicsof the Tokyo Tower
by Tachu Naito, Nobuji Nasu, Morio Takeuchi and Goro Kubota（早稲田大学理工学研究所報告第１９輯、１９６２年３月）- 91 -

東京タワー建設と振動性状（和訳）の復元・掲載にあたって
第Ⅱ章の１９６８年に実施した東京タワーの第２回振動実験結果を要約するに当たって、同報告書を読
み直してみると、建設直後の１９５９年に実施された第１回の振動実験結果との関連を再検討する必要があった。なお、東京タワーは、私が大学２年の時に完成している。
そこで、内藤多仲先生、那須信治先生、竹内盛雄先生、窪田悟郎先生が、早稲田大学理工学研究所報告に発表されていた下記の英文の論文を思い出し、読み直すことにした。
Construction and Vibrational Characteristics of the Tokyo Tower
by Tachu Naito, Nobuji Nasu, Morio Takeuchi and Goro Kubota（早稲田大学理工学研究所報告第１９輯、１９６２年３月）

また、上記論文の「和訳」が、退職時にスキャンした振動実験結果報告書の中に存在していたことが解った。その手書きスキャン･データは、全体的に薄く、コントラストも悪く、読みにくいものであった。
上記の和文は、第２回の東京タワーの振動実験が実施された１９６８年に、当時、早稲田大学の４年生の中鉢正博氏（その後、大学院、日建設計）が、第２回の振動実験に関連し、また卒業研究の一環として訳されたことが思い出された。同和訳を原論分（英文）と照らし合わせながら読んでみると、原文を丁寧にかつ明解に翻訳しており、この和訳を復元しておくことも必要性を感じた。
そこで、中鉢正博氏の和訳を忠実に再現するよう心がけ、また一部欠落部分を補充し、「東京タワーの建設と振動性状」の和文をワードで打ち直すことにした。なお、図および表は、原論文のスキャン・データを縮小・拡大し文中に張り込み、タイトルは新たに書き入れた。
上記の「東京タワーの建設と振動性状」の論文には、興味深い設計の考え方等が紹介されている。また、
この１９５９年に振動実験が実施された当時の測定器の性能、また換振器の台数、すす書きの記録等の測定条件を考えると、その振動実験結果さらにその検討結果は、感心するばかりである。
このような背景もあり、東京タワーの設計・建設等の詳細が記載されている貴重な上記論文（和訳）を本章に掲載することとした。

- 92 -

＜目

次＞

(頁)

東京タワーの建設と振動特性・・・・・・・・・・・・・・・・９５

１．東京タワーの建設・・・・ ・・・・・・・・・・・・・・・・９６

１.１ 概 説・・・・・・・・・・９６

１.２ 荷重および外力・・・・・・・・・・９８

１.２.１ 風圧力

９８１.２.２ 地震力

１０２

１.３ 振動周期の推定・・・・・・・・・・１０３

１.４ 鋼材、リベット、ボルト・・・・・・・・・・１０３

１.５ 構造部材の接合・・・・・・・・・・１０５

１.６ 基 礎・・・・・・・・・・１０５

１.７ アンテナを吊り上げる特殊技術・・・・・・・・・・１０７

１.８ 防錆被覆・・・・・・・・・・１０７

１.９ タワー頂部の動き

・・・・・・・・・・１０７

１.１０ 鋼材のトン数

・・・・・・・・・・１０８

１.１１ 従来の設計との比較

・・・・・・・・・・１０８

２. 東京タワーの振動性状・・・・・・・・ ・・・・・・・・・・１０９

２.１ 東京タワーでの実験および観測・・・・・・・・・・１０９

２.２ 振動実験

・・・・・・・・・・１０９

２.２.１ 実験の原理および方法

１０９

２.２.２ 起振機

１０９

２.２.３ 地震計

１１０

２.２.４ 試験結果とその考察

１１０

２.２.５ 高い塔の振動周期

１１３

２.３ １９５９年９月２６日、２７日にわたる伊勢湾台風時の東京タワーの振動

・・・・・１１５

２.４ 地震観測・・・・・１１７付 録（１） １９６１年９月１６日の第２室戸台風時に東京タワーで測定された風速

・・・・１１８付 録（２） 科学館

・・・・・・・・・・１１９付 録（３） 建設関係者

・・・・・・・・・・１１９- 93 -

東京タワーの建設と振動特性
工学博士

早稲田大学名誉教授

内藤 多仲

工学博士

早稲田大学教授

那須 信治

工学博士

早稲田大学教授

竹内 盛雄

早稲田大学講師

窪田 悟郎

東京タワーの設計には、強震時および強風時に対して、特に考慮がなされている。設計震度は、１６ｍより低い部分にたいして 0.2 の値が採用され、それ以上の部分に対しては次第に値を増し、アンテナの頂部（ｈ＝３３３ｍ）頂部では、約 1.0 になっている。一方、アンテナ頂部において９０ｍ/ｓｅｃまでの強風が仮定され、風圧力が計算されている。その時の頂部の変形は、３２５ｃｍと計算された。タワーの各部に対する風の影響は、模型をもちいて風洞実験で研究された。
このようにして採用された地震力および風圧力は、タワーに対してほとんど等しい影響を与えたが、厳密に言うならば、風圧力の方が全般的に大きかった。
このタワーの建設において注目すべき点は、特殊な深礎工法によって作られた剛なる基礎である。底部におけるタワー脚部の結合には、対角線状に２本の鉄筋コンクリートの梁が用いられており、それぞれは直径５０ｍｍの鉄筋が２０本入っている。タワー主要部の接合は、高さ１４０ｍ以下の部分ではリベットが、それ以上の部分ではボルトが用いられている。
Super-turn-antenna と Super-gain-antenna は、溶接によって組み立てられている。これらの部分には、特殊高張力鋼が用いられた。
振動実験は、起振機を用いて行われ、その結果、９つの振動モードが測定された。基本振動は、周期２.６５秒、第１次共振は、周期０.７８秒であり、またせん断振動（周期１.５５秒）および捩れ振動（周期０.４３秒）も測定された。展望台における強震計 SMＡC によって地震時のタワーの動きを記録することに成功し、その記録の１つは、この展望台における加速度が東京にある某ビルの上層階で測定されたものよりも小さいことが解った。
１９５９年９月２６～２７日の伊勢湾台風時の、東京タワーの動きが測定された。この時、ｈ＝２５３ｍにおける瞬間最大風速は、４５.７ｍ/ｓｅｃであった。また、電磁式地震計が取り付けられているアンテナ頂部では、最大加速度が全振幅で４１０ｇａｌであることが観測された。この値から、アンテナ頂部の変形は、全振幅で８６ｃｍと計算され、この時の振動周期は２.９秒であった。
これまでに行われた実験によると、タワーは、最近経験した風より強い風に対しても十分安全であることが判明した。

- 95 -

現在の東京タワーには、総床面積が２１､５００ｍ２

１．東京タワーの建設の６階建てビルが増築されている（Ｆｉｇ. ３）。タワ
１.１ 概

ーの１２０ｍの高さに、総床面積１､３２０ｍ２の２階建

説ての展望台があり、さらに、１３２ｍ２の特別展望台
東京タワーと呼ばれているテレビ塔が、東京芝が２２３ｍの高さに取り付けられている。

公園の小高い所に建てられている。タワーの位置

タワーの下のビルと展望台の間の昇降は、２３人

は、東経１３９°４４’５５”、北緯３５°３９’２０”である。

収容できるエレベーターによって行われ、また階

このタワーの建設は、１９５７年６月から１９５９年１２

段を使うこともできる。さらに、展望台と上の展

月まで約１８ヶ月にわたった。このタワーは、テレ

望台との間の昇降も可能であるが、この場合、エビの送信および受信に利用され、このタワーの設

レベーターは１０人乗りが１機である。

立によって電波の到達距離は東京から１１０ｋｍの範囲まで広げられ、４６０万世帯、２、０００万人以上の人々が受信できるようになった（Ｆｉｇ. １）。テレ
ビ用送信の他に、タワーは一般の人々に展望用として開放されている。
Ｆｉｇ. ２にみられるように、タワーは２つの部分、
すなわち、高さ２５３ｍの塔とその上に取り付けられた高さ８０ｍの塔からなる独立した鉄骨構造である。
高さ８０ｍの塔は、２つの部分に分けられ、高さが２０ｍである Super-turn-antenna と高さが６０ｍのSuper-gain-antenna から構成されている。この高さ３３３ｍのタワーは、海抜１８ｍの所に建っている。
以下に、このタワーとパリのエッフェル塔とをFig. 1

比較してみることにする。
東京タワーは、３１２ｍのエッフェル塔よりも高い。また、エッフェル塔で使用された鉄の全重量
は ７､３００トンであり、東京タワーにおいては ３､６００トンである。エッフェル塔で使用されたリベ
ット数は ２５０万個であり、東京タワーにおいては
１２０万個であった。故に、東京タワーは、エッフ
ェル塔において使用されている材料のほぼ半分の量で作られたことになる。
さらに、以下のことを付け加える。
それは、東京タワーにおいて、一連の不利な自然現象による困難な条件を克服して、この新しいタワーを強風や地震に対して安全であるように設計することが出来たことである。また、設計で、満足する必要があるもう１つの要求は、送信を障
害なく完全にするために、どのような状況においてもアンテナの頂部の最大撓角を２°～３°以下にすることであった。
Fig. 2- 96 -

このタワーの設計は、将来必要になれば６６ｍの高さに、別の展望台が設けられるようになった。
ここで、展望台、通信機械室およびエレベータ
ー機械室について簡単な説明をしておこう。
展望台の床は、Ｖ型デッキプレートの上にワイ
ヤメッシュ入りのモルタルを塗り、床材はアスタイルを用いている。展望台の外壁はガラス窓で形成されているが、エレベータシャフトを囲んでいる壁と階段室はラス入りモルタルで作られ、その上を特殊塗料またはフレシキブルボードで仕上げられている。階段は鉄製で、階段回りには金網が張られている。
通信機械室の床は、展望台の場合と同様に作られているが、仕上げは着色コンクリートである。
壁には、フレシキブルボードが用いられている。
エレベーター機械室の床には、無加工の鉄板が用いられ、また屋根にはリブ付き鉄板が用いられている。
上記の各部分の仕上げの接着には、軽くて不燃性の材料が用いられ、できるだけ乾式工法で施工されている。

Fig. 3- 97 -

１.２ 荷重および外力

次に、速度圧と風速との間に次の関係がある。

q=

タワーの固定荷重は、Ｆｉｇ. ４（ａ）にみられる如く、

1ρ ⋅V 22（２）

いくつかの部分（この場合は２８カ所）にタワーを

ここで、ｑ は前と同様に速度圧を表し、Ｖは風分割して、近似的に計算された。展望台、エレベ

速、ρは空気の密度を示す。通常の大気圧およびーター機械室および階段の重量は、普通のビルの

気温１５℃でのρは、約１/８という値になる。そこ

場合と同じように計算された。一方、アンテナ、で、上記のの関係は次のように変形できる。

電気配管用チューブ、機械、その他の重量は、メq=

ーカーによって提供された資料から決定された。

1 2
V
16

（３）

ここで、次のことを付け加えなければならない。

風速と高さとの関係は、種々提案されている。

設計時の特別展望台Ｈ２４は、実際の設計においてPrandtle によれば、はＨ２３に、タワー主要部の最高部はＨ２８にあったh v = v0 log1 + 
 h0 

がＨ２７になった。

ここで、v と v0 はそれぞれ h および h0 の高さ

積載荷重は、ほとんどタワー上にいる人の荷重のみとし、展望台と階段に関しては実際の利用状（４）における風速を表す。

況を考慮して見積もられた。設計に採用された値
Archibald によれば、は Ｔａｂｌｅ １に示されている。

1/ 4

 h 
v = v0   h0 

１.２.１ 風圧力
タワーの設計において、考慮されねばならない（５）Hellmann によれば、主なる外力は、強い地震と強風による力である。

 h v = v0   h0 

しかしながら、風圧力に関しては未知の点が数多く、そこで我々はできるだけ実際に即した計算を（６）行うため、いくつかの実験を試みた。風圧力は、

合衆国気象局によれば、

日本建築家協会の風圧委員会による高層鉄骨構

 h 

v = v30  h30 1/ 7造についての公式を計算に用いた。
この公式によると、速度圧（ｑ）と地表面からのここで、v30 は３０ｆｔの高さにおける風速を表す。

高さ（ｈ）との間に次の関係がある。

q = 120 ⋅ 4 h（７）h0=15m、v0=60m/sec を Prandtl の公式に代入（１）

すると、ｈ＝３００ｍの高さにおける風速 v は、

２

ここで、ｑ は ｋｇ/ｍ 、ｈはｍである。

 300 v = v0 log1 + = 60 × 1.332 = 80m / sec
15 


２

ｈ＝１.５ｍの高さでの速度圧は、２３０ｋｇ/ｍ となり、ｈ＝３３３ｍの高さに対しては約５００ｋｇ/ｍ２となとなる。

る。後で明らかにされるが、ｈ＝３３３ｍにおいての

しかしながら、日本における観測記録では、５０

風速はおよそ９０ｍ/ｓｅｃである。気象庁の記録では、０ｍの高さでもそのような大きな値に達していな

日本における最大風速は６５ｍ/ｓｅｃであり、この値

い。Ｔａｂｌｅ ３ に、５００ｍの高さにおける観測最大は１９３４年の台風（室戸台風）時に四国の室戸岬で

風速（１０分間）が示されている。

観測された瞬間最大風速である。Ｔａｂｌｅ ２ に、室

一方、合衆国においては、１９３４年４月１２日に、

戸台風での最低気圧と最大風速が示されている。

New Hampshire の Mt. Washington（高さ１９５１

タワーの設計において、この室戸台風時の値をｍ）で 105m/sec といったような異常に大きな風

地表面における最大値として採用した。

速が観測され、また１９３３年 Massachusetts の室戸台風時の瞬間最大風速は、２０分間の平均風
速よりも、それぞれ４５％、２４％、３８％大きい。

Blue Hill 観測所では 105m/sec という値も観測されている。

- 98 -

- 99 -

Live load (kg/m2)

Fig. 4(a) Diagrams showing vertical load (“dead weight”), shearing stress and bending moment.

Table 1

Fig. 4(b)- 100 -

以上に述べたような例から、東京タワーの最高

また、Fig. ６には、展望台、エレベーター･シャ部に起こりうる最大風速を 90m/sec と仮定する

フトのように閉ざされた材に対する C の値が示ことは妥当であろう。

されている。

次の問題として、タワーの各所に働く風圧力をしかしながら、エレベーター･シャフトのよう考えられねばならない。一般に、風圧力は次の形にタワーのラチス･ワークの内部にある部分に対で与えられる。

する C の値は、その外部にあるタワーの主要構造

W = C ⋅q⋅F

部分の影響を考慮している。

（８）

ここで、W は風圧力、q は速度圧、F は風圧力を受ける構造物の面積、C は風圧係数といわれる定数である。C の値は、構造部材の空間位置、部
材数等により、タワー各部について決まる定数である。故に、C は風洞において、模型を用いて実験的に決定されなければならない。
Fig. 5

当時、建築研究所の技術役員で、現在東北大学の教授である亀井勇博士の努力で、模型実験から決定された C の推奨値が Ｔａｂｌｅ ４ に示されている。
風向が表面に対して２５°～３０°の傾きである
時は、これらの値を２０％割り増し、この時に、 Cは最大となる。

Fig. 6しかしながら、この表に与えられた値は、委員会の公式の値よりも幾分か小さい。そこで、今回のタワーの設計においては、委員会公式の値を用

Table 2 Lowest barometric pressure and wind
Velocity in the Muroto Typhoonof September 26, 1934

いることに決定した。
このようにして採用された C の値は、以下の如くである。
Fig. ５に、風をまともに受けるタワー主要部表面の構造部材に対する C の値が示されている。
Table 3 Maximum wind-velocity at h=500m

Table 4 Values of experimentally determined.

- 101 -

これらの図であらわされた値の８０％に低減さ

しかし、設計においては、風と地震による曲げれるが、東京タワーにおいては、安全のためこのモーメントとせん断応力をそれぞれ比較し、それ低減を行わなかった。

らの内大きい方のせん断力の値をタワーのすべ断面が円筒状のアンテナ部分の C の値は、ての高さについて採用した。今までの例では、一C=1.3～1.0 となり、その直径に従って異なった値

般的に風による曲げモーメントが地震によるもを採用した。大きい方の値は、アンテナ上部に採のより大きくなり、また塔の下部層では地震によ用された。一方、小さい方の値は、アンテナ下部

るせん断力が風によるものより幾分大きくなっに対して採用された。

ていた。しかし、このタワーの設計では、全般的

なお、風速 90m/sec 時のせん断力および曲げモに風圧力の方が地震力よりも大きくなった。タワーメントがタワーの各高さについて計算され、こーの傾斜および変形の計算は、細部にわたり、この結果が先の Fig. ４（ａ）に示されている。

の節の終わりに示されている。
このタワーの設計においては、風の影響が重要な要素である。このため、さらに、構成部材と関連材が詳細に検討され、また、初期の設計が多少

１.２.２ 地震力変更されたので、計算がやり直された。この結果が、先のＦｉｇ．４（ｂ）の表に示されている。この図に地震応力がタワー内部を合理的に流れるよう

おける記号は、次の如くである。

にするためには、応力の増加に従って水平断面をW＝重量（ton）、ΣW＝総重量（ton）

大きくしなければならない。もちろん、このタワ

SPAN＝タワーの水平断面のスパン（m2）ーの断面は、頂上で最小であり、底部に向かって

A＝タワーの隅にある柱の水平断面積（cm2）

次第に大きくなり、近似的な放物線形をなしてい

J＝断面２次モーメント（m4）る。

x＝頂部からの距離（m）

建築基準法に示された設計震度は、高層鉄骨構

Mx＝水平面に働く風圧力による造物のような柔軟な構造に対しては不適当であモーメント（ton･m）

ることが解っていた。しかし、この基準による震dx＝x 方向の長さの増分（m）

度が暫定的に採用された。これらの震度を用いて、

M x ⋅ dx

タワー各部に対する一水平方向の同時に働く地

J (103 )震力を静的力に置き換え、地震時の応力計算が行＝ヤング率＊傾斜（radian）

M x ⋅ dx ⋅ x

われた。この計算において、タワーは、前と同じJ (10 4 )く２８部分に分割された。

＝ヤング率＊変形（m）

建築基準法によれば、震度（ｋ）は建物の高さがｎ：避雷針の最高部

増すにつれて大きくなり、１６ｍより低い部分に対ｍ：円筒状柱の最高部

しての震度は、０.２であり、これより高い部分に

Ｍ-Ｒ-１：上部エレベーター機械室

対しては高さが４ｍ増す毎に、０.０１を加算しなけ

ＯＰＰＴ：特別展望台

ればならない。即ち、

Ｍ-Ｒ-２：エレベーター機械室、通信機械室

 h − 16 
k = 0.2 + 0.01
 4 

ＯＢＰＴ：展望台、ＳｃＧ：科学館（９）

この計算において、タワーの下端を完全固定とここで、ｈ（ｍ）は地表面からの高さである。

し、上端は自由であると仮定すれば、上記で仮定

そこで、展望台（h=120m）に対して k=0.45、タ

した最大風速を受ける時のタワーの変形およびワー主体の最高部（h=253m）に対しては k≒0.8、
アンテナ頂部（h=333m）に対しては k≒1.0 となる。
地震時のせん断力および曲げモーメントが、先の Ｆｉｇ．４（ａ）に示されている。

傾斜が計算される。
タワーの頂部から任意の距離 ｘ における傾斜は、ｘまでのモーメント面積を積分した値を、ＥＪで除した値である。

- 102 -

そこで、頂部における傾斜は、
ltan θ ≈ θ =  M x dx / EJ

Table 5 Natural period of vibration ofHigh steel-framed tower

（１０）

0

ここで、θは変形曲線の接線が静止座標系軸となす角度を表す。Mx は、ｘの点に働く力のモー
メントである。

ｘ点における変形は、ｘまでモーメント面積のモーメントを積分した値をＥＪで除した値である。
頂部における変位は、lδ =  M x dx ⋅ x / EJ

（１１）

0

実際には、上記の積分は先の Fig．４（ｂ）の表を用いて、グラフ的に求められる。
最終的な傾斜角および変形は、タワーの頂部（ｈ＝３３３ｍ）で、

θ = 1514 ⋅10 / 2.1× 10
34+3

１.４ 鋼材、リベット、ボルト= 0.072

今回のタワーを構成している主材料は、安全の∴θ = 4 7'

ために規格品を用いることとし、ＳＳ４１鋼の第２δ = 9313 ⋅104 / 2.1× 107 = 4.4m
また、Super-turn-antenna の付け根（ｈ＝３１２.６ｍ）
で、種に決定された。これらは、許容応力度が、23
kg/mm2 以上かつ引張り強度の１/２以上のものである。この場合の引張り強度は、41～50 kg/mm2

θ = 254'
δ = 4.0mである（ＪＩＳＧ３１０１）。

一方、Super-gain-antenna における付け根（H27、ｈ＝２５２.６５ｍ）では、下記の値となった。

θ = 054'
δ = 2.4m

１.３ 振動周期の推定
今回のタワーの自由振動の正確な周期は、設計
Fig. 7の段階では解っていなかったが、基本周期は約３秒付近と考えられていた。これまでに我々の手で得られていた高い塔の振動の固有周期に関するデータがＴａｂｌｅ ５ に示されている。
今回の東京タワーには、地震観測のため、アンテナ頂部（ｈ=３３３ｍ）、特別展望台（ｈ=２２５ｍ）、展望台（ｈ=１２５ｍ）、科学館の地下室といったような
種々の箇所に地震計を取り付ける計画がなされた。その結果は、地震研究に対して貴重なものとなるであろう。

Fig. 8- 103 -

アンテナ全体は、溶接により組み立てる必要が厳密に言えば、ボルトは強度の面で、わずかにあったため、溶接作業による強度の低下を考慮しリベットに劣った。即ち、リベットおよびボルトて、大同製鋼株式会社で工場生産された特殊鋼がの破断に対して信頼しうる強度は、それぞれ 3.37

用いられた。この鋼の化学的分析と力学的性質がton/cm2 と 3.24 ton/cm2 であった。また、静的試

Ｔａｂｌｅ ６、７ に示されている。

験において、板は 4 ton/cm2 位の応力度では破断試験された溶接鋼棒は、神戸製鋼株式会社のＬ

しないことが解った。しかし、繰り返し応力試験

Ｂ５５－４ＰとＬＢ５５－５Ｐである。４つのＶ字の刻みにおいては、板は 1.38～1.8 ton/cm2 以下の応力目をつけた試験片についての、シャルピー試験の度破断した。この事実により、板にある穴が、こ平均値が Ｔａｂｌｅ ８ に示されている。

の種の繰り返し試験（Ｆｉｇ．７）において、板の強度

アンテナ部分は、新三菱重工業株式会社およびを弱めることが解った。

新三菱造船株式会社によって、特別に注意して作製された。

これらの試験結果は、Ｆｉｇ．８およびＴａｂｌｅ ９に
簡単に示されている。これらの試験は、同種のリ

名古屋テレビ塔の場合に行われたリベットとベットとボルトについてされたものである。

ボルトの試験結果をここで述べる。

板の強度は、繰り返し数が増すに従って弱くな静的試験では、直径１９ｍｍのリベット（板の穴り、板厚を増すことが必要である。鉄塔において径は２０.５ｍｍ）と直径１９ｍｍのボルトとの間に強は、これらのことを考慮することはさほど重要で度において大差はなかった。

はないが、橋梁の建設では特に必要である。

Table 6 Chemical analysis of a special steel.

Table 7 Mechanical property of a special steel.

Table 8 Charpy test of welded plate.

Table 10 Allowable stress(ton/cm2).

Table 9 Rupture of bolted and riveted plates under repeated stresses.

- 104 -

そこで、リベット打ちまたはボルト締めされた板に対する設計用応力度の値は、Ｆｉｇ．８および Ｔａｂｌｅ １０ の値を採用することが適切であると考
えられる。

１.５

構造部材の接合

アンテナ部分を除いて、タワーの大部分の接合にはリベットおよびボルトが用いられた。
地表から１３０ｍの高さまでは、すべての部材はリベット打ちで接合され、塗料が塗られた。この部分の建設作業は、松尾橋梁株式会社によってなされた（Ｆｉｇ．９）。高さ１３０ｍから２５３ｍまでは、そのような高所のリベット打ち、塗装作業が困難なので、全部材は亜鉛メッキされ、接合はボルトにTable 9 Tower under construction.

より行われた。また、ここで熱せられたリベットを用いると亜鉛の作用を受け、脆くなることを追記しておく。このため、リベットはこのように亜鉛メッキされた鋼にたいしては好ましくない。そこで、この部分の部材は全てのボルトがゆるまな
いよう、磨きボルトとスプリングワッシャで締め付けられている。
アンテナの支持塔は、工場でそれぞれ溶接により１０～１２ｍの長さに作られた。この溶接された塔は、潜在応力を除くために、鋼材の厚さに応じて
６２５℃の高温度で４～６時間炉の中で焼き戻した。
現場におけるこの支持塔の接合には、Ｆｉｇ．１０ に示されているようにボルトが用いられた。同図には、Super-gain-antenna の一部の詳細が示されている。フランジを締めるリーマ･ボルトＳＮＣ－２の正味断面についての降伏点強度は、5 ton/cm2が採用された。ボルト締めの部分とアンテナ部分の建設作業は、前述の新三菱重工業株式会社および新三菱造船株式会社によって行われた。

１.６ 基

礎
Fig. 10

数カ所で行った２５～３０ｍの深さのボーリング

砂と砂質粘土が互層をなしていることが解った。

結果が Ｆｉｇ．１１ に示されている。最上層の４～６

また、深さ２０～２６ｍ以深の所にある砂および砂礫ｍの部分は、関東ロームで形成されている。

層は、このタワーの基礎を支持するに十分な密度

この層の下には、標準貫入試験Ｎ値が１０前後のと硬さがあり、Ｎ値は５０以上であることも解った。

- 105 -

基礎の底面で行われた裁荷試験において、裁荷荷重が 180 ton/m2 の時の沈下は 3mm 台であった。
基礎の長期設計地耐力は、50 ton/m2 とした。
一方、深礎についての水平裁荷試験では、基礎の最上部に 50 ton の力がかけられた。この結果、最上部の変位は、約 5～10 mm であった。
各柱脚部の基礎の下に、８本のピアが木田建業
株式会社が特許を持つ深礎工法で打ち込まれた。
これらのピアは、直径２ｍあり、底部で３.５ｍである。１本のピアについて 500 ton の耐力が期待でき、従って１つの基礎では、4,000 ton の荷重に耐えうる。実際の荷重は、常時 1,250 ton であり、安全率は３以上と言うことになる。
また、速度 90m/sec というような強風下では、

Fig. 11 Foundation and subsoil condition.

基礎の引き抜き力が働き、風力が一方向のみの時
は 700 ton 台になるが、これは基礎だけの固定重量で十分耐えることが解った。
タワー脚部は底部で広がっており、当然これらの脚を外に広げようとする水平力が脚底部に働くが、これらの力に対しては、四辺に平行な８本の梁と対角線をなす２本の鉄筋コンクリートの繋ぎ梁で対処するよう設計されている（Ｆｉｇ．１２）。
この対角線状の繋ぎ梁は、科学館の地下を通っていて、その中には直径 50 mm の鉄筋２０本が使用されている。
基礎の建設において特に注意が払われた重要な点の一つは、地下の隅部で４つの基礎を一体化

Fig. 12する対角線状の繋ぎ梁の鉄筋に適当なプリテン
プリテンションの導入は、約 300℃で鉄筋を熱ションを与えたことである。上に述べたように、タワーの脚は基礎にかかる鉛直力の作用によっして膨張させる方法によった。

て外に広げられる傾向があり、その結果、これら

さらに、基礎の水平移動を防ぐため、コンクリの柱脚の間隔は上方の構造の作業が進むにつれートの基礎と根切り面との間に 60cm の厚さのコて次第に広くなる。当然基礎と一体になる鉄筋はンクリートを打った。この作業は埋め戻し前に行

引き伸ばされる故に、鉄筋が最初から設計図に与われた。

えられる長さで配筋されたならば、上部荷重によ

基礎は、水平力に対してタワーの基礎の繋ぎ梁るこの鉄筋の伸びは上部構造の応力分布に大きが全くなくとも、十分な抵抗力を有するように設な影響を与えることが明らかである。なぜならば、計されているが、これらの繋ぎ梁もタワーの主体

本質的にすべての設計は、引き伸ばされた鉄筋のの応力分布に大きな影響を持つものである。

長さに基づき計算されてないからである。
これらを考慮して、所定の位置に鉄筋を配分す
る前に、あらかじめ上部構造が完成した時に生じる伸びを計算しておいて、この伸びを引き起こす力に相当するプリテンションを鉄筋に与えた。
- 106 -

１.７ アンテナを吊り上げる特殊技術
このタワーの建設方法は、その困難さとそれに対する技術において画期的なものであったと言える。特に、全長 ９４ｍ、重量 ８０ｔｏｎのアンテナをいかに吊り上げるかが大きな問題となった。
名古屋テレビ塔の場合、アンテナは全長 ９４ｍ、
重量 ３０ｔｏｎであった。このアンテナは最上部から
いくつかの部分に分けられ、低い場所からタワーの内部に差し込まれた。即ち、予め準備されていた Super-turn-antenna が最初にタワー内部に入れられ、続いて Super-gain-antenna の上部、中部、Fig. 13

下部が入れられた。
その後、これらは必要な機械類を取り付けられ、最後に接合された。このようにして１本に組み立

一辺 １.５ｍの正方形となっている。また、脚の丸
鋼は直径 ６０ｍｍとなっている。

てられたアンテナは、所定の位置に吊り上げられこのラチス部材の上に、長さが ２０ｍもある

固定された。もちろん、仮設骨組がこの取り付けSuper-turn-antenna が建っている。このアンテナ作業のため塔の頂部に作られた。

の底部は、直径 １８１ｍｍ、厚さが ３５ｍｍの円筒

東京タワーの場合、アンテナ部分をタワーの下形である。

部に差し入れることは、エレベーター･シャフトがあるので不可能であった。そこで、仮設骨組から伸ばされたロープで引き上げられ、タワーの最高部からこれらの部分を差し入れることが計画

１.８ 防錆被覆された（Ｆｉｇ．１３）。もちろん、この骨組はどんな強風に十分耐えられるように作られた。このようにして、名古屋テレビ塔の場合とは逆に、Super-gain-antenna の最下部がまずタワーの内部に入れられ、続いて上部が順次入れられていった。
これらの部分の中には、重量が １８ｔｏｎに達するものもあった。全ての部分がタワー内部に入れられた後、準備された機械類および地震計の換振器が取り付けられ、次にアンテナ各部が接合されて設計位置に吊り上げられた。
Super-gain-antenna の長さ １４ｍの下部部分が、タワーの主体構造部に固定された。一方、アンテ
ナ上部の長さ ８０ｍの部分は、つり竿のように空高さ１４０ｍ以下にある部材に対して、サンドブ
ラストを用いてさびとブラックスキンの除去がなされた。その後に、ウオッシュプライマーで一度、それから赤色鉛で一度、さらに特殊な着色塗
料で二度塗装された。
高さ１４０ｍ以上にある部材に対しては、酸による洗浄が行われた後に、亜鉛メッキされ組み立てられた。同様にして、これらの組み立てられた部
分には、特殊な着色塗料で二度塗装されている。
構造部材の形を選択する際に、雨水が上にたまらないように注意が払われたが、やむをえない場
合は、雨水を抜く穴を作った。

中に突き出している。
下部の方は、直径 １７０ｍｍの特殊丸鋼で作られている。この丸鋼は一辺 ３ｍの正方形（横断面）の

１.９ タワー頂部の動き

隅部に建てられた。また、ラチス部材はその脚部と同じようにこれらの特殊丸鋼で作られた。しかタワーの設計において、タワーの頂部は、常時し、上部になるに従ってラチス部材は少なくなり、と強風時にどのような範囲の動きをするかが問Super-gain-antenna の最高部では、その横断面が題となった。

- 107 -

もちろん、その動きは、風が穏やかな時は非常

１.１１ 従来の設計との比較に小さい。しかし、頂部の動きは、風速が ５～１
０ｍ/ｓｅｃならば １～４ｃｍ以下、また風速が ３０ｍ/
ｓｅｃならば約 ３０ｃｍになる。さらに、風速が ９０

現在の塔の設計と従来の設計法による場合とを比較してみると、下記のようになる。

ｍ/ｓｅｃのように強風の場合は、頂部で１.５°の傾

約３０年前、例えば、前節で示されたように風圧斜に相当するが、３２５ｃｍにもなる。これらの推測

係数Ｃの値は、資料が現在のように完全でなかっ値は、タワーに付けられた地震計および風速計にたので、当時著者の一人（内藤）による計算は、次よる観測値で、ほぼ確認されている。

のように行われた。
塔の下部に対して、速度圧を

q=200 kg/m2 または q=300 kg/m2 （１３）とし、高さが１ｍ増す毎に 1 kg/m2 を加算した。
１.１０ 鋼材のトン数

Ｗ＝Ｃ･ｑ･ＦにおけるＣの値は、当時 1.0 とされていた。一方、鉄の許容応力度は 1,120 kg/cm2

Ｔａｂｌｅ １１に、名古屋テレビ塔と東京タワーで使用された鉄の量を比較して示した。

としていたが、現行の基準では、2,400 kg/cm2 である。従って、許容応力度の比は、次のようになる。

高さの比は、下記のようになる。

2,400：1,120＝2.15：1

１８０ｍ：３３３ｍ＝１：１.８２

故に、昔の設計結果は、現在のＣの値を２～３に

この比を３乗してみると、
３

１：（１.８２） ≒１：６

とった結果とほぼ同じであると言えよう。
（１２）

例えば、高さ１００ｍの塔を設計する場合に、昔従って、大まかに言えば、鉄の量は塔の高さのの設計では、下記のようになる。
底部で q = 300 kg / m 2

３乗に比例していることが解った。

頂部で q = 400 kg / m 2
一方、現在の設計では、。
底部で q = 240 kg / m 2
頂部で q = 1204 100 = 373 kg / m 2となる。
Table 11 Amounts of steel in Nagoya T.V. and Tokyo Tower.

- 108 -

（１４）

２. 東京タワーの振動性状振動モードを描く場合、各測定位置の振幅は展望台の振幅に対する比を取っている。

２.１ 東京タワーでの実験および観測

このために、機械式地震計を基準用（M‑1）として、展望台に常時置いていた。

東京タワーは、日本で建てられた鉄骨構造物の中で最も高く、常時と同様に、地震や強風時のタ２.２.２ 起振機

ワーの振動性状を知ることは興味深い。
この目的のために、次の実験および観測を行うべきである。

起振機は、以前に那須、窪田（著者）により設計されたものが使用された。

１）振動実験

Ｆｉｇ. １５のような偏心荷重をもつ３つの動輪か

２）強風時の観測らできている。また、これらの偏心荷重の総重量

３）地震観測は ６０ｋｇである。これらの動輪の回転により、起４）応力測定振 力は１水平 方向にのみ 作用し、回 転数が 7

この報告書では、４）応力測定を除いて、さしcycle/sec に達した時、約 2.3ton になる。

あたり今までに得られた実験および観測の結果が述べられている。

展望台の起振機が、Ｆｉｇ. １４に示されているよ
うに平面の重心に正確に置かれていないのは、捩

応力測定の結果は、いずれ報告されよう。

れ振動を他の振動モードと同様に得ようとするためであった。

２.２ 振動実験

２.２.１ 実験の原理および方法
東京タワーの常時における振動性状を究明す
るため、振動実験は風が穏やかな日を選んで、１９５９年３月２６日、および５月６日に実施された。タワーの強制振動を行うために起振機（遠心力を利用したもの）は、高さ ２２３ｍの展望台に据えられた（Ｆｉｇ. １４）。
しかし、起振機の回転数が 6～7 cycle/sec という比較的速い場合、タワーを振動させるのに十分な力を有しているが、一方、1 cycle/sec というよ
うな遅くなった場合は起振力が弱くなり、風の影
響を受けやすいことが解った。

Fig. 14 Orientation of vibrator and positionsof seismic observation at H23

このように、起振機の回転数が 1 cycle/sec 以下の場合には、起振機による振動が風による振動と重なり合い、強制振動実験は非常に難しかったが、今回の実験では、２.６５秒あるいはそれ以上の長周期の振動記録も得ることができた。
振動の種々のモードを得るために、電磁式地震計の換振器（pick up）が、タワーの種々の高さの測
定位置に順次置かれた。これらの換振器は、この報告書で No.E‑1 および E‑2 と呼ばれている地震計である。

- 109 -

Fig. 15 Vibrator.

２.２.３ 地震計
タワーの周期は比較的長いと考えられたので、長周期の機械式地震計が計測に用いられた。地震計は、倒立の振子からなっていて、１方向のみに振動し、倍率は M‑1 型が１０倍、M‑2 型が２０倍である。この地震計の固有周期は６秒であり、また減衰はエアーダンパーによりほぼ臨界減衰に近い（Ｆｉｇ. １６）。
このタイプの M‑1 は、以前に述べた如く、基準計として展望台上に置かれ、一方、同タイプの
M‑2 は補助として種々な位置に置かれた。

Fig. 16 Inverted pendulum seismographregistering horizontal component-motion.

これらの機械式地震計と平行して、電磁式地震計（Ｆｉｇ. １７）を使用した。この電磁式換振器は、簡単にどんな所でも移動でき、ケーブルによって記録計に接続されている。
この試験において、記録計は高さ１３３ｍのエレベーター機械室に置いた。あらかじめ、これらの電気式と機械式の比較を、試験前に行った。
このようにしてして得られた地震計の倍率は、Fig. 17 Electro-magnetic seismograph.
Transducer is in the extreme-right.

Ｆｉｇ. １８に示されている。また、この中の機械式地震計の倍率は計算されたものである。これらの測定器が置かれた場所は、エレベーター･シャフ
トの回り階段である。

２.２.４ 試験結果とその考察
一般にこのタワーの振動は、種々の振動が重なり合っている。ある記録を見ると、Ｆｉｇ. １９に示されているように、１つの波形上に２つあるいはそれ以上の周期の異なった波形が、重なり合って
Fig. 18 Magnification curves.

いる。この図の（ｃ）の波は、より短い（ｂ）の波と、より周期の長い（ａ）の波からなっている。実際に、（ｃ）－タイプの波は、今回の測定中に時々観測された。しかし、（ｄ）に示されているような、より単純な波形もある。この図は、実際に得られた記録の一部をトレースしたものである。また、この他の振動の記録例が、Ｆｉｇ. ２０、２１、２２に示されている。
タワーの振動実験において、振幅は起振機の回転速度とともに変化し、起振機の回転数とタワーの固有周期が一致した時に最大となる。
そして、種々の振動モードに対応した９つの共振周期が、このタワーで得られた。

Fig. 19- 110 -

これらの共振周期は、以下の如くである。

一方、上部には２つの節があり、動きは以前よ１）０.１７秒

６）０.４３秒

り大きくなっている。これらの節は、主体の頂部

２）０.２２秒

７）０.７８秒（ｈ＝２５２ｍ）および特別展望台と展望台の間にあ３）０.２５秒

８）１.５５秒る。この時、展望台はこの振動モードにおいて多４）０.２８秒

９）２.６５秒

少動いている。
３）０.２５秒時の振動では、展望台以下の部分の５）０.３５秒

動きが顕著になっていて、そこにはせん断的変形
以上の共振周期の振動モードは、Ｆｉｇ. ２３に示されている。また、Ｆｉｇ. ２４は、これらを図式的がみられる。上部の動きは、０.２２秒時の振動とよく似ている。

に示したものである。

４）０.２８秒時の振動では、タワーが基礎と展望

Ｔａｂｌｅ １２に、種々の振動モードにおける各測
定点の変位が示されている。

台の所で固定されているように見える。節は展望台より高い所にあり、アンテナを含めたタワー上

次に、上記の９つの共振周期の振動について、簡単に説明する。

部の中間部分と下部の中間部分では、位相が全く逆になっている。

１）０.１７秒時の振動では、展望台（ｈ＝１２０ｍ）

５）０.３５秒時の振動では、主体（ｈ＝２５２ｍ）お以下の部分は展望台より高い部分の影響を受け

よび展望台（ｈ＝１２０ｍ）と基礎であたかも固て振動しているが、タワー全体としてみると、振定されているように見える。また、上部と下部は

動は展望台より高い部分に限定されている。展望

同位相で、各部分の中間で１つの節がある。

台の動きは、この周期では非常に小さく、また特６）０.４３秒の振動周期は、多分捩れ振動周期で別展望台（ｈ＝２３２ｍ）と遠望台の中間部分で少しある。この振動の性格を明らかにするため、加振曲げ変形を起こしているが、展望台以下の部分で力に直角な水平成分の動きも同時に、展望台（Ｆｉｇ.

は、この傾向は見られない。

１４）で測定した。この記録を見ると、直角方向の動きは０.４３秒時に大きくなり、一方、他の周期が移行している。即ち、基礎と展望台との間の部分現れなかったことより、０.４３秒は捩れ周期が、この両点の近くで節を持って振動している。

（Torsional）であることが明らかになる。

Fig. 20 Specimen records of vibration. Instruments are denotedby E and M；Points of observation are denoted by H,
for example, H23, see Fig. 3.

２）０.２２秒時の振動では、動きは下部の方まで- 111 -

- 112 -Fig. 21 Specimen records of vibration.

Fig. 22 Specimen records of vibration.

Fig. 23 Modes of vibration actually determined.

Fig. 24 Schematic illustration of modes of vibration.
７）０.７８秒時の振動は、明らかに１次共振（First

実際には、３秒近くの波形も観測されたが、こHarmonic）である。なぜなら、高層建物に通常みらのような長い周期は、タワーの主体部のみの振動

れる変形状態を示しているからである。この振動ではなく、基礎の変形も含んだ振動である。即ち、モードの、展望台で測定された変形は、他所に比タワーは、少なくとも基礎とともに振動している。

べてかなり大きい。それ故、展望台におかれた強以上、振動実験結果から、東京タワーの振動性状は、建設当時から予測されていたように複雑である。しかしながら、今回の振動実験によって、本タワーに欠陥があるとは判断されなかった。

震計（ＳＭＡＸ）で得られた地震波形には、この周期の動きが頻繁に見られる。
８）一般に、鉄骨造では、せん断変形が考えられる。このタワーでも、せん断振動（Shear）が観測

２.２.５ 高い塔の振動周期され、その周期は１.５５秒であった。
９）最も長い周期 ２.６秒は、このタワーの基本

Ｔａｂｌｅ １３に、我々の研究グループが今まで行振動（Fundamental）周期である。この場合の変形は、ってきた、展望台を有する高い鉄骨タワーの振動

片持ち梁の曲げ振動と同種のものである。

実験結果から得られた共振周期を示している。

- 113 -

Table 12 Mode of vibration.

この表における名古屋テレビ塔と現在の東京

この表より、細長い梁に似た東京タワーのよう

タワーは同形式であり、ここで興味深いことは、な高い構造物を想定してみると、両端部の条件は両タワーの１次共振周期（First Harmonic）に対す

ほぼ hinged-free の場合に相当する。

る基本振動周期（Fundamental）の比は、約３であることである。
一方、大阪の通天閣の周期は、１.５６秒であり、Table 14 End-conditions and ratio offundamental and first harmonic periods.

その高さの割にしては、比較的長いと言えよう。
これは、多分通天閣の頂部が他のタワーに較べて、少し重たいためと思われる。
ここで、細長い梁で、種々の固定条件を有する振動系の、基本振動と１次共振との周期比を求めると、Ｔａｂｌｅ １４の如くになる。
Table 13 Periods of vibration of high towers.

- 114 -

２.３ １９５９年９月２６日、２７日にわたる
伊勢湾台風時の東京タワーの振動
東京タワーの振動観測のため、アンテナがタワーに固定される前に、換振器がアンテナ内部に取り付けられた。これらの換振器は、ストレンゲー
ジを用いた加速度タイプである。アンテナ頂部の動きを測定するため、３台の加速度計のうち、２つは直角な水平２方向に、１つは垂直方向に取り付けた。
また、これらの換振器は、ケーブルを用いて記録装置と接続され、振動の記録はペン書きオシロ
グラフに記録された。
中部地方、特に伊勢湾の北海岸を襲った台風は、
１９５９年９月２６日の夕方から、２７日の朝にかけて東京に接近した。東京では、風速は真夜中（９月２７
日０時０分）に最大となり、この時、地上２５０ｍの位置で、最大平均風速は 35 m/sec、その最大瞬間
風速は、44.2 m/sec と観測された。
もちろん、このような大きな台風は、このタワーにとって初めての経験であった。また、それは、
Fig. 25 Specimen of vibration during the
Ise-Wan Typhoon, September 26-27,
1959. (After H. Kawasumi, E. Shimaand others.)

このような強風時の東京タワーの振動性状を究明するために、絶好の機会であった。この台風の通過中に、東京大学地震研究所の河角教授と彼の助手の嶋および他の人々によって、振動測定がな

これらの振動周期は、我々が実施した強制振動

された。
タワーの動きは、高さ３３１ｍ（アンテナ頂部付実験から得られたモードの周期にあたる。また、近）、２２４ｍ（特別展望台）および１３０ｍ（展望台）

２.４秒と３.０秒間の振動周期が台風時に観測されで観測された。

ているが、これは、このタワーの基本振動周期で３３１ｍの所では、前に述べた加速度計が使用され、２２４ｍと１３０ｍの所では、電磁式地震計が使あり、そして、１.５秒が、以前に述べたせん断振
動周期であろう。

用され、これらの記録の一部が Ｆｉｇ．２５に示され

高さ１３０ｍの所では、一般に、１.８秒以下の周期ている。また、測定結果がＴａｂｌｅ １５に示されてが卓越している。また、この高さでは、０.７～０.

いる。

９秒の振動周期が頻繁にみられる。これらの振動

起振機による振動実験結果とこれらの結果を比較してみると、台風時の振動の卓越周期と振動は、明らかに、先の Ｆｉｇ．２３、Ｆｉｇ．２４に示されている１次振動周期である。

実験の周期は良く一致している。しかし、綿密に加速度に関しては、最大加速度がアンテナ頂部

調べてみると、台風時の周期は、一般的に振動実（ｈ＝３３１ｍ）近くで生じ、一般的に、０.２秒と０.３験により求めた値に較べて、すこし長くなってい秒間の短い周期で大きくなる。アンテナ頂部におる。これは、多分、タワーの動きが大きくなった

いて、２.７秒付近の波は、全振幅で、400～88 gals

ため、振動周期が長くなったものと思われる。

（cm/sec2 ）である。これと同じような周期で、高さ３３１ｍの所で、０.２秒と０.３秒間にある短い周期がみられる。

655gals の加速度がみられたが、この値については明らかでない。

- 115 -

高さ２２４ｍの所では、全振幅で 78.5gals とまた、この時の最大平均風速は２５０ｍの所で、11.5gals の間にあり、一方、高さ１３０ｍの所では、

30 m/sec であり、最大瞬間風速は、37.9 m/sec で

全振幅で 13.5gals と 2.0gals の間にある。このよあった。
高さ２２４ｍでの最大振幅（２Ａ）は、周期２.７秒時

うに、タワーの下方に行くに従って、加速度は急に 14cm、またｈ＝２２４ｍでは、同周期において 0.4

激に小さくなる。
振幅は、（１５）式により計算され、Ｔａｂｌｅ １５に

cm であった。
この台風から得た結果によると、展望台の変位

全振幅（２Ａ）が示されている。

αT 2≈ 0.025(αT 2 )24π
ここで、A＝変位振幅（cm）
A=

はアンテナ頂部の値に較べて非常に小さいと言（１５）える。アンテナ頂部で観測されたのような 86 cm
大変形は、前述の基本周期時の値である。

α＝加速度（gal）
T＝振動周期（sec）

タワーの設計者は、この報告の著者である内藤

もちろん、最大振幅（２Ａ）は、アンテナ頂部で生によると、タワーは 90 m/sec の風速まで耐える

じ、この台風時では 86 cm に達した。この時の加ように設計してある。この最悪な状態において、速度は 410gals で、振動周期は２.９秒であった。

タワー頂部の変位は 325 cm と計算されていた。

Table 15 Vibration of tower during the Ise-Wan Typhoon of September 26-27, 1959.

- 116 -

今回、東京タワーで観測された最大加速度が、

伊勢湾台風時の最大瞬間風速は、東京において、
この設計値の約１/２であった。もちろん、このタに示されている東京にある建物の記録に較べて、ワーにおいては、この台風による被害が認められ予想外に小さい（Ｆｉｇ．２７）。例えば、同地震におなかった。以上のことより考えると、この東京タいて、この其建物８階（位置Ｎｏ.１０５ 地震観測委

ワーは、伊勢湾台風以上の強風においても十分安員会）で観測された最大加速度は、Ｎ－Ｓ成分が全であろう。

63.0 gals、Ｅ－Ｗ成分が 26.0 gals であった。また、
上下動は 10 gals であったが明確ではない。但し、以上の値は加速度の片振幅である。

２.４ 地震観測

この其建物の値は、明らかに東京タワーの２～

１９５３年にＳＭＡＣと呼ばれる標準強震計が完成３倍にあたる。このように、タワーの動きは、高されて以来、強震観測計画が、強震時の地盤およさ方向のみを考慮してみると、他の建物より非常

び主要建物の完全の振動性状を得る目的で、全国に大きいとは言えない。

各地で行われてきている。
現在、ＳＭＡＣ強震計は、全国６４カ所にはいちされており（１９６１年３月現在）、１９５８年１２月、２組の強震計が東京タワーの敷地内に設置された。この敷地は、強震観測委員会の設置位置Ｎｏ.１１４と記録されていて、ＳＭＡＣ強震計の１台が展望台の２階（ｈ＝１２５ｍ）、他の１台がタワーの下にある科学館の４階に設置され、強震観測が現在まで継続されている。
運良く、１９５９年１月２４日の地震観測記録が展望台で得ることができ、その記録が Ｆｉｇ．２６に示されている。しかし、科学館の４階では、このタイ
プの地震計がスタートするのに必要最小の 10
gals に達しなかったので、この地震記録を得ることができなかった。

Fig. 26 Trace of SMAC records (Earthquake ofJanuary 24 th, 1959), obtained on theTokyo Tower.

この時、展望台の最大加速度は、Ｎ－Ｓ成分が21 gals、Ｅ－Ｗ成分が 22.5 gals、垂直成分が 6.3
gals であった。但し、以上は片振幅の値である。
この地震記録を調べてみると、水平成分の両方向に、０.８秒と０.７５秒の振動周期が読み取られた。
これらの共振周期から判断して、この振動モードは、確か１次共振である。なぜなら、展望台の近くが腹になり、そこの動きが他の場所より大きいからである。そこで、このような０.８秒付近の振動周期の波は、この時顕著に観測されている。
同じ地震に、０.３５～０.５秒のように短い周期の波がある。これらの波は、前に述べた振動実験より求められた振動モードに、それぞれ一致すると思われるが、ただ１カ所の観測からだけでは判断することは難しい。

- 117 -

Fig. 27 Trace of SMAC records (Earthquake ofJanuary 24 th, 1959), obtained on Building,Site 105.

付 録（１） １９６１年９月１６日の第２室戸台風時にここで、それぞれの高さの風速分布が、前述のArchibald と Hellmann の、下式の公式に当ては東京タワーで測定された風速

まると仮定する。
１９６１年９月１６日の第２室戸台風において、東京 hv = v0   h0 

地方は強風にふかれ、東京タワーにおいて測定された風速は、平均風速と瞬間風速ともに、前述のＦｉｇ．２９（ａ）では、ｎの値を１/７、１/４、１/３とし風においては、日本テレビ塔株式会社の手により、う５つの異なった高さで同時に測定された。そして、この会社の好意により、風の最も強い９時間前後の風速の観測結果である Ｔａｂｌｅ １６のデー（１６）

ここで、ｎは観測結果から求まる定数である。

伊勢湾台風時の値とほぼ同じであった。最近の台
風速がｈ＝２５３ｍ、１７３ｍ、１０７ｍ、６７ｍ、２６ｍといnて、描いている。各高さに対するｎの値の中で最も大きな値をみるとｎ＝１/３であり、高さ１０７ｍでの値を除いて、この値が速度分布を表すのに最も適している。
同様に、Ｆｉｇ．２９（ｂ）に、ｎ＝１/７とｎ＝１/４の曲タを得ている。
この観測によると、風速は９月１６日１６時に最も大きく、１４時、１５時、１６時の３時間にわたる各高さの最大平均風速および最大瞬間風速が、 Ｆｉｇ．

線を示している。この図では、ｎ＝１/４の曲線が、
瞬間風速の分布を与えるのに最も適している。この場合の関係は、下記のようになる。
1/ 4

 h
v = v0   h0 

２８に示されている。おおまかに言うと、高さ２５３ｍでの風速は、高さ２６ｍでの風速の２倍の大きさであり、高さ２６ｍの値を基準とし、他のそれぞれの高さの値との比を取ってみると、Ｆｉｇ．２９に示（１７）

このように、この式は、前述の Hellmann の式と一致する。

される結果を得る。ここで、同図（ａ）は、最大平高さ１０７ｍの値は、他の高さの値と比較して常均風速の比を、同図（ｂ）は、最大瞬間風速の比をに小さい。そこでは、多分、風が展望台やその他

示している。

の影響で弱められているであろう。

Table 16)

Wind-velocity on the Tokyo Tower. (September 26 th,- 118 -

- 119 -Fig. 28heights

Distribution of wind-velocity for different

Fig. 29
heights

Distribution of wind-velocity for different

付 録（２） 科学館

付 録（３） 建設関係者

東京タワーの下に建つ６階建ての科学館は、鉄総合設計

筋コンクリート造で、高さ２０ｍである。また、延

内藤多仲、
日建設計工務株式会社

２

べ面積は、２１､７６７ｍ である。この科学館の３階

施工株式会社竹中工務店

および４階では、我々の実生活と直接関係のある

協

力

三菱電機株式会社

種々の近代工業生産品が展示されており、これか

新三菱重工業株式会社

らの生産技術および通信･放送に関係する電子工

松尾橋梁製造株式会社

業技術も紹介されている。

現在のタワーの建設に携われた他の共同業者
は、約６０社にもわたった。

- 120 -

第Ⅳ章 気楽な振動入門- 121 -

Ⅳ．気楽な振動入門

図Ⅳ－Ａ２に、変位、速度および加速度の関係を本章では、実在建物の振動実験の重要性およびⅡ章以下に示す同実験結果を理解する上で、参考示した。
ⅰ）変形（ｘ）、変位
変形（変位）は、日常生活で最も実感のある単位になる振動に関する基礎事項を、図を示しながらと言える。

の「振動入門」として解りやすく纏めてみた。

ⅱ）速度（ｖ）

Ⅳ－Ａ 建物の振動に関する基礎的事項

速度も、日常生活で実感があり、経過時間（t）に

本章では、地震時の建物の振動を理解するため

対する変形（x）の変化率で定義される。

の基礎的事項また建物振動に影響する基礎的要
素、知識を説明する。

速度： v =

Δx dx=
= x' (cm / sec)
Δt dt

2
Disp(cm)10
図Ⅳ－Ａ１に、ある地震が来た時の２０階、１０0
階および５階建物の揺れ方の解析例を示した。
20 階建
10
建物の揺れ方は、高い建物ほどゆっくりと大き0
く揺れ、建物によって大きく異なっているが、各10 階建
建物の揺れ方は正弦波的性状を示している。なお、
1
0
地震時の建物の揺れ方は、当然ながら、地震によZ”(gal) 5 階建っても大きく異なってくる。
100
これから、地震時の建物の揺れ方は、「地震動」
0に加えて、「各建物の振動特性」にも関係している

4

Ⅳ－Ａ１ 地震時の建物の揺れ方ことが推察されよう。

・・（Ⅳ－Ａ１）
6(sec) 8

入力地震波
図Ⅳ－Ａ１ 地震時の建物の揺れ方

Ⅳ－Ａ２ 物は力を加えないと変形しない

物体が移動また建物が変形するためには、何らかの「力」が作用する必要がある。

ｘ (cm)

変形・・それなのに地震時の建物は変形（なぜ？）・・

VΔｘ

しかしながら、地震時の建物は、地動のみを受Δｔけ振動（変形）している。従って、地震時の建物にいることになる。この見えない力は、電車内で人が前後左右に倒れる時にの力に関係している。
上記の、振動中に発生する「目に見えない力」に

ｔ (時間)

速度Δｔv (cm/sec)

は、地動の他に「目に見えないある力」が作用して

Acc

Δv

関係する、重要な要素、単位を次項で説明する。
ｔ (時間)
Ⅳ－Ａ２.１ 変位、速度、加速度
構造物の振動においては、時間の関数である単位が極めて重要である。その単位としては、変形、速度および加速度があるが、特に「加速度」は、生活実感が全く無いと言える。しかしながら、加速

Acc (cm/sec2)

加速度

ｔ (時間)

図Ⅳ－Ａ２ 変位、速度、加速度

度は、「力、重さ」を支配する重要な量である。

- 122 -

ⅲ）加速度(Acc)

Ⅳ－Ａ２.３ 地震時の力と加速度

加速度は、（Ⅳ－Ａ２）式に示したが、時間（t）に対する速度（v）の変化率で定義され、その単位も複雑であると言える。

前項で日常の重さは、馴染みの無い質量（m）に重力加速度（g）を乗じた値であることを説明したが、図Ⅳ－Ａ３に示すように、電車の発進時には、

Δv dv d  dx  d 2 x
加速度： Acc ===  =
Δt dt dt  dt  dt 2(

= x" (cm / sec) / sec → cm / sec 2

車内の人は後方に、停止時は前方に倒れる。この
電車の速度が増加また減少した時も、人には「目)に見えない水平力」が作用していることになる。

・・・・（Ⅳ－Ａ２）

上記の水平力は、前項の重さの場合と同様、下上記の加速度の単位および大きさは、梁の変形式の質量［m：（Ⅳ－Ａ３）式］に加速度［x”（Acc）：速が x=5(cm)、新幹線の速度が v=200(km/h)のように、度の変化率］を乗じた値で説明されるのである。

2

加速度が Acc=300(cm/sec )と言われても、全く実

F = − m ⋅ x" , m =感が沸かない。
加速度は、速度が時間とともに変動した時に発Wg・・・（Ⅳ－Ａ５）

ここで、W、m：人の重さ、質量

生し、速度が一定の場合、加速度は零となる。

g(=980cm/sec2)：重力加速度
上記の（Ⅳ－Ａ５）式は、「ニュートンの第２法則」

Ⅳ－Ａ２.２ 重さと重力加速度と呼ばれ、この式により実現象が説明される。従上記の実感のない加速度が関係し、無意識に使って、解析時には同式を無条件に適用すればよい。

用されている単位がある。それは、重さの単位である。なお、以下の説明では、重さ、変形、時間の各単位を、kg、cm、sec に設定している。

図Ⅳ－Ａ４に、地震に、一層建物が振動している
時の説明図を示した。
地震時の建物は変形しており、（Ⅳ－Ａ５）式によ

重さは、下式の実現象を説明できるニュートン

る「慣性力（F）」が建物に作用していることになる。

の法則で与えられ、下向きが負である。
重さ：W = -m･g

・・・・（Ⅳ－Ａ３）

速度(v)
ｖ：一定
Acc=0

ここで、W：重さ(kg)、g：重力加速度 [=980 (cm/sec2)]、

ｖ：増加
Acc：＋

m：質量 [=W/g (kg･sec2/ cm)]

ｖ：減少
Acc：＋

上記の重力加速度について考察すると、単位は、t
発進（Ⅳ－Ａ２）式の加速度と同一である。なお、宇宙空

停止

間では、重さをほとんど無いこと知られているが、FF

これは g がほぼ零である。さらに、重力加速度[980(cm/sec2) =980 (cm/sec)/sec]は、重さに関係なく一図Ⅳ－Ａ３ 乗車中の目に見えない定であるため、物が自由落下する時の速度は、重さに無関係に、１秒間に 980(cm/sec)増加することを意味している。もし、物体の自由落下時の速Zxx (cm)
m

F

度が一定ならば、重力加速度は零、すなわち物体(W)の重さは零となる。
日常生活における重さは、上記（Ⅳ－Ａ３）式のF≒0

W(kg)で評価してきたが、その不変な量としては、下式の質量であると言える。
質量：m = W/g(kg･sec2/ cm) ・・・（Ⅳ－Ａ４）- 123 -地動
Z”
図Ⅳ－Ａ４ 建物に作用する慣性力

図Ⅳ－Ａ４において、建物の全重量（W）を R 階ⅰ）固有周期の特性

床位置に集中させた時に、その質量は m=W/g［（Ⅳ－Ａ４）式］で与えられる。また、地震時の、地動変「各建物は、いくつの固有周期を有しているのだろうか？」

位を Z、建物の変形を x とすると、R 階の、集中質量の全変形は、時間（t）とともに変動するが、（Z+x）である。

N 階の建物は、原則として、N 個の固有周期（１次、２次、３次・・・Ｎ次）を有しているが、以下の特性がある。また、建物の振動次数（固有周期、振従って、建物の変形（x）を発生させている「目に見えない慣性力（F）」は、（Ⅳ－Ａ５）式より、下式の動モード、減衰）は、一般に、固有周期が長い値
から１次、２次、・・と名付けている。

ように与えられる。

F = − m ⋅ ( Z "+ x" ) = −W( Z "+ x" )gⅱ）振動モードの特性・・（Ⅳ－Ａ６）

以上のように、慣性力（F）は、解りにくい単位、±の符号、量であるが、数学的には、変形を＋方向に設定した場合、同変形を発生させる同方向の慣性力（F）は、（Ⅳ－Ａ５）式、（Ⅳ－Ａ６）式のように無条件に与えればよい。

建物が、１次、２次、・・の各固有周期で振動している時の変形曲線を「振動モード」と言う。また、振動モードは、理論的にも「各階の振幅比」で与えられる。
図Ⅳ－Ａ６に、６層建物の、１～３次の振動モードの解析例を示した。なお、本建物は、層数に等しい６個の固有周期と振動モードを有している。
例えば、本建物が地震時に１次固有周期（T1）で振動している場合、各階は、振幅の大小、時刻に

Ⅳ－Ａ３ 各建物は固有の振動特性を持っている
先地震時の建物の揺れ方は、先の図Ⅳ－Ａ１に示したように、各建物で大きく異なってくる。これかかわらず、常に１次振動モードの振幅比を維持しながら振動している。
X

は、各建物が、それぞれの振動特性（固有値）を有しているためである。
建物の固有値は、以下に述べる、主として「固有周期」、「振動モード」および「減衰」により構成t

され、各要素はペアをなしている。
また、N 階の建物は、N 個の固有値（１次、２次、

T1

T1

T1

T1

３次・・・N 次）を有している。
図Ⅳ－Ａ５ 自由振動と固有周期
Ⅳ－Ａ３.１ 固有周期と振動モード
図Ⅳ－Ａ５に、建物に初期変位を与え、その力を

-0.5

1.0

5F -0.4

0.8

RF-0.4 1.0

除去した時の、自由振動の波形を示した。
力の除去後、建物は、力を全く加えていないにも関わらず振動（変形）しているが、これは前節で述べた目に見えない「慣性力」によるものである。
建物は、その振動振幅が時間とともに減少する

3F

が、常に一定の周期（T1）で振動している。この振

-0.3

0.6

-1.2 0.48

動周期を「固有周期」と言う。
また、建物が地震、風また交通振動を受けた場
合、建物はその固有周期（T1）で振動しようとする特性がある。この性状は、先の図Ⅳ－Ａ１に示した
地震時の建物振動にも明確に現れている。

1F
T1=0.6(sec)
１次モード

T2=0.2(sec)
２次モード

T3=0.12(sec)
３次モード

図Ⅳ－Ａ６ 層建物の振動モード- 124 -

一方、建物が２次固有周期（T2）で振動している

一方、建物の減衰定数は、高層になるほど一般

場合、Ｒ階と３階は、逆位相（変形方向が逆）で、に小さくなり、高層建物の地震時の振動は、減少

その振幅比は常に 3F/RF=‑1.2 を維持している。

しにくいと言える。

また、振動モードを発生させている慣性力は、１次振動モードの場合、各階とも同方向であるの

実際の減衰定数（h）の値は、以下のように説明される。

に対して、２次振動モードでは高さ方向に＋、－ⅰ）h=0：振動が発生したら、その振幅が減衰と、３次振動モードでは＋、－、＋と３回変動ししない状態ている。このように、６層建物では６個の固有周ⅱ）0<h<1：振動しながら、振幅が減少

期、振動モードを有していることが解ろう。

ⅲ）h=1、h>1：振動の発生限界および振動が全く発生しない（h>1 の場合：振動しない）

ⅲ）地震時の振動特性
ここで、構造物の減衰定数がⅰ）の h=0 と仮定

地震時の建物は、変形モードが最も単純な１次すると、地震の到来に伴い振動を始めた建物は、

固有周期（T1）で振動しようとする。
例えば、地震時の中低層建物は、通常１次固有

地震終了後も、永久に振動を続けることになる。
一方、減衰定数が非常に大きい（h>1）、例えば、周期（T1）のみで振動する。
一方、建物が高層になるにつれて、建物は、１
次（T1）の他に、２次（T2）、３次（T3）の固有周期が粘土のような材料の場合、その振動は、地震が終わるとともに収束することになる。

重なり合った揺れ方をする。しかしながら、揺れ以上の減衰定数も、固有周期、振動モードと同幅に占める１次固有周期の成分の比率は最も大様に、振動次数に応じた値を有しているが、一般

きく、高次になるほどその比率が低くなる。このに高次になるほどおおきくなる。

理由は、振動モードが、高次になるほど、複雑な従って、地震時の建物振動を考えると、高次振変形状態を示していることからも理解できよう。

動になるほど、先の振動モードの性状に加えて、減衰定数の面からも出現しにくいことが解ろう。

Ⅳ－Ａ３.２ 減衰定数
先の図Ⅳ－Ａ５にも示したが、図Ⅳ－Ａ７の自由振動実験で、荷重（P）を急激に除去すると、その振幅は１次固有周期（T1）で振動しながら、時間と

δ

h=0

0

t

ともに減少する。この現象を「減衰」と言い、その減衰の度合いを「減衰定数（h）」で評価している。

δ

建物の減衰は、振動（変形）中に空気抵抗を受けたり、構造体に熱、光が発生したりして、振動エ

0 <h< 10t

ネルギーが失われるため発生する。従って、建物

T1

T1

T1

の減衰量（減衰定数：h）は、理論的には解明できず、実際の振動実験から評価している。

δ

また、減衰定数も、上記の固有周期、振動モード

0

h>1

P
h=1

X

W

T1
δ
k
t

と同様に、それぞれ建物で固有の値を有している。
地震時の建物の振動振幅は、減衰定数（減衰性）が大きいほど、小さく、かつ早く減少し、減衰定数は、建物の地震応答に大きく影響する。

- 125 -

図Ⅳ－Ａ７ 自由振動と固有周期、減衰定数

Ⅳ－Ａ４ 地震時の建物は曲げ変形、せん断変形？

Ⅳ－Ａ５ 固有値の重要性の再確認

本節では、固有周期、振動モードを支配する、
建物の変形について説明する。

以下には、地震時の建物の応答（振動）に与える
建物の固有値の影響度を具体的に示し、固有値の例えば、梁、柱の変形には、軸方向変形、曲げ重要性を説明する。

変形およびせん断変形があるが、地震時の建物全図Ⅳ－Ａ１０に、、固有周期（T1）、減衰定数（h）が体としてはどのような変形をするのだろうか。
地震時の建物の大きな揺れは、主として水平方異なる種々の１質点系（１層建物）に、ある地震波向であるため、建物全体の変形は、曲げ的変形ま［Z”：El Centro NS,1940＊１］］が作用した場合の、

たはせん断的変形が主体となっていよう。

「各１質点系の最大応答値」を示した。なお、横軸

この曲げ変形とせん断変形の相違は、質点系のばね定数、振動方程式の解析、さらに固有周期、には、実在建物の振動実験より求めた、T1 にほぼ対応する建物階数も併記した。
同図（ａ）の縦軸は、最大変形（構造体のみの変振動モード等に大きく影響する。例えば、建物が形）である。また、同図（ｂ）の縦軸は最大加速度で、曲げ変形の振動解析は、かなり複雑になる。
図Ⅳ－Ａ８に、均一な棒が曲げ変形とせん断変

先の（Ⅳ－Ａ２.３）項で述べたように、地震時の建物に作用する最大水平力を支配する重要な値で形をした場合の概念図を示した。
地震時の建物の変形は、建物が高層になるほど、ある。なお、これらの図を「レスポンス・スペク
トル」と言い、地震波および建物応答の両特性を曲げ変形が支配的になると推察されよう。
しかしながら、図Ⅳ－Ａ９に示すように、主体構究明できる便利なスペクトルである。

造のラーメン架構は、柱、梁が曲げ変形をしているにも拘わらず、各層の床はほぼ水平に移行しており、建物の各層はほぼせん断的変形をしている。
従って、建物が高層になっても、建物は全体的

これらのレスポンス・スペクトルは、１質点系の地震時最大応答値であるが、同地震時の多層建物（多質点系）の最大応答値もほぼ推定できる特徴を有している。

にせん断的変形をしている。せん断変形の固有周期、振動モードについては、後に紹介する。

具体的に説明する。例えば、１次固有周期が TB1の多質点系の、「最上階」の最大応答値は、レスポ

一方、曲げ変形で振動する例として、煙突の場合が挙げられるが、東京タワーのような鉄骨架構のタワーも、一般にせん断変形が卓越している。

ンス・スペクトル（１質点系）のにおける周期 T1=
TB1 値を１.３倍した値でほぼ評価できる。
上記のレスポンス・スペクトルは、当然なら地震波により異なるが、他の地震動もほぼ同様な性状を有している。これらのスペクトルより、一般

h

x

h

的に以下のことが言える。
１）固有周期（T1）が長い建物、すなわち高い建物ほど、ゆっくりと大きく揺れる。
２）最大加速度に比例する、建物の各階に作用する

曲げ変形(１次：BT1)

せん断変形(１次：ＳT1)

水平力［（Ⅳ－Ａ６）式］は、固有周期（T1）が長い建図Ⅳ－Ａ８ 曲げ変形とせん断変形物、すなわち高い建物ほど減少する。これにより、高層建物の断面は小さなり、経済的設計が可能になる。
３）上記の最大変形、最大加速度は、減衰（h）が小
さいほど大となり、h が小さくなる高層建物ほ図Ⅳ－Ａ９ ラーメン架構の等価せん断変形

ど地震応答は不利になる。

- 126 -

以上、地震が発生し、観測記録が得られると、

Ⅳ－Ａ６ どんな時に建物は大きく揺れるのか

必ず、レスポンス･スペクトルが解析されるが、その有用性は、上記の記述から、理解されよう。
また、地震時の建物応答は、地震動に加えて建物の固有値が大きく関与する。従って、振動実験
を通し、実在建物の固有値を究明することは、極めて重要であることが理解できよう。

地震が来たときに、ある建物にいた人は揺れを強く感じ、他の建物にいた人は、小さな揺れしか感じないことがある。それでは、地震時に建物が大きく揺れる条件は何であろうか。
それは、ブランコを大きく揺らせる条件、「共振現象」を発生させることである。

＊１）地震波の表示例：アメリカの El Centro で 1940年に観測された NS 成分の地震波形

Ⅳ－Ａ６.１ ブランコも固有周期と共振現象

Disp. Max(cm)

図Ⅳ－Ａ１１において、ブランコを引張り、手を離すとブランコは、自由振動（図Ⅳ－Ａ５）をし、振幅は小さくなるが一往復する時間は変化しない。

15

この一往復する時間がブランコの固有周期で、同h = 1(%)
h = 2(%)
h = 5(%)
h = 10(%)

10

固有周期は、ブランコに乗っている子供の重さに影響されず、ブランコの紐の長さのみで決まる。
ここで、ブランコを大きく揺らすためには、ブD.Max

ランコがＡ点からＢ点に戻ろうとする時点毎に力を加えれば良い。すなわち、Ａ点でブランコの固有周期に合わせ5

力を加えるとブラ

T1,hンコは徐々に大き
‥
Z
0

1
12

2
3
(T1：sec) 52436
48 (階数)60（ａ）最大変形

く揺れてゆく。この現象を「共振現象」と言う。一方、ブランコにランダムな力を加えると、揺れ

Acc. Max(gal)A

B

図Ⅳ－Ａ１１は減少してゆく。

600
h = 1(%)
h = 2(%)
h = 5(%)
h = 10(%)

400
A.Max

Ⅳ－Ａ６.２ 地震動と建物の共振現象
地震時の、建物の揺れの大小も、上記のブランコと同様、共振現象に大きく関係している。地震
時の建物の振動が大きくなる条件は、地動が極めて大きいか、または地震動に、建物の固有周期と一致した周期成分が多く含まれて否かである。

T1,h

200

一方、ランダムな地震動は、建物に共振現象を
‥
Z
0

2
3
(T1：sec) 5243648(階数) 60（ｂ）最大加速度
図Ⅳ－Ａ１０ レスポンス・スペクトル112発生させるような周期的波形でないと推察されるが、ランダムな地動は、種々の周期（Ｔｉ）成分の正弦波（sin、cos）の足し合わせから構成されている（フーリェ解析）。
従って、建物の地震応答も、これら正弦波地動による各正弦波応答の足し合わせとなる。

- 127 -

図Ⅳ－Ａ１２に、フーリェ解析の概念図および先の図Ⅳ－Ａ１０の入力地震動、El Centro NS 1940

Z”(gal)
400

2

4

6

a1

地震波

(sec) 80のフーリェ解析の結果を示した。
このフーリェ・スペクトルより、本地震波には、
例えば、０.５秒、１.０秒、２.５秒前後の周期成分の振幅（ai）が大きく卓越している。
そこで、建物の固有周期がこれら地震動の卓越周期と一致すると、建物は地震動との共振現象に

T1
T2
T3

a2
a3

より大きく揺れることになる。

ai
Ti

上記地震動のフーリェ・スペクトルにおける卓越周期特性と、建物の地震応答の考察を前章に示した図Ⅳ－Ａ１０のレスポンス・スペクトルに照らし合わせてみると、両者の周期特性は良く対応していることが解ろう。

an

地震波を分解した正弦波

Tn
ai
200

以上の如く、地震時の建物の振動は、地震動の周期特性に加えて、建物の固有周期がその卓越周期と共振するか否かに大きく左右され、この面に100おいても実情に即した建物の固有値の究明が必要である。

Ti (sec)

00.05 0.1 0.2

0.5

1

2

5

図Ⅳ－Ａ１２ El Centro NS, 1940 のフーリェ解析- 128 -

Ⅳ－Ｂ 力の釣り合い条件が解れば、以上のように、構造物の地震被害は、「構造物の振動方程式は極めて簡単安定条件」、「力の釣り合い条件」と密接に関係し、前節に述べた地震時の建物振動に大きく影響する建物の固有周期、また地震応答解析を行うには、その振動方程式をたて、その解を計算しなければならないと言える。現在では、計算機も発達し、また解析用プログラムも充実しているが、振これらの条件の重要性が理解できよう。
ここで重要な点は、地震時における構造物の破壊は瞬時に発生することである。これらの瞬間において、上記のⅰ）ΣX=0、ⅱ）ΣY=0、ⅲ）ΣM=0の条件を満足していないのである。
それでは、静的と動的での上記の条件は異なる

動に馴染んでいない方々は、振動方程式をたてるのであろうか。

ことは大変難しいと感じられる。
しかしながら、振動方程式は、静力学の基本で上記の条件は、静的も動的も同様で、動的の場

ある、反力計算の条件を適用すれば、容易に作成

合は、簡単に言うと、瞬間、瞬間で荷重が変化すできるのである。

ることである。ある瞬間に着目すると、その変動

振動方程式を作成するまで必要としない方に荷重は静的荷重と全く同じである。

も、この節を簡単に目を通して頂ければ、その基本的考え方が理解できよう。

上記の、地震時に時間とともに変動する荷重、変形等を求めるためには、振動解析が必要になるが、その解析に先立つ振動方程式も、上記の力の釣り合い条件ⅰ）ΣX=0、ⅱ）ΣY=0、ⅲ）ΣM=0 のⅣ－Ｂ１ 地震被害と力の釣り合い（安定）条件

条件から作られるのである。

建築物の構造設計における、反力、任意点の梁

また、以下に解説する質点系の振動方程式は、や柱に発生する応力（Mx、Qx、Nx）、同応力作用

先の（Ⅳ－Ａ４）節に述べたラーメン構造からなるした時の鉄筋やコンクリートに発生する断面応

せん断系を対象にしている。

力は、全てⅰ）ΣX=0、ⅱ）ΣY=0、ⅲ）ΣM=0 の「構造物の安定条件」あるいは「力の釣り合い条件」から求められている。
図Ⅳ－Ｂ１に、過去の地震における構造物の地
震被害の代表的な箇所例を示した。
これらの地震被害の原因に「構造物の安定条
件」、「力の釣り合い条件」を照らし合わせてみると、以下のようになる。
耐震壁の被害＜構造物全体の沈下、傾斜＞

柱･梁の被害

実線の楕円において、「構造物全体の安定条件」、
すなわち、基礎（反力）の支持力が足りず、反力計
杭の被害算における下式の条件を満足していない。
ⅰ）ΣX=0、ⅱ）ΣY=0、ⅲ）ΣM=0＜杭、梁、柱、耐震壁等の部材の被害＞
鎖線の円において、構造物の「部分的力の釣り合い条件」、すなわち、断面応力の計算における下式の条件を満足していない。

建物の沈下
建物の傾斜
図Ⅳ－Ｂ１ 地震被害ⅰ）ΣX=0、ⅱ）ΣY=0、ⅲ）ΣM=0- 129 -

Ⅳ－Ｂ２ 建物のモデル化と水平ばね定数

この条件は、静的力学の反力計算、構造物全体

一般の建物の場合、床部分の荷重が建物全重量に占める割合が非常に大きく、柱部分の重量は相対的に非常に小さいと言える。

の安定条件等と同一で、静的計算と異なる点は、外力、反力が、時間とともに瞬間、瞬間で変動していることである。
ｉ）ΣＸ=0、ⅱ）ΣＹ=0、ⅲ）ΣＭ(A)=0・・・・・・（Ⅳ－Ｂ２）

Ⅳ－Ｂ２.１ 質点系へのモデル化

図Ⅳ－Ｂ３に、上式より求めた反力を示した。

地震時に建物を変形させる「目に見えない慣性

ここで、未知数の変形 x は求められていないが、力（F）」は、先の図Ⅳ－Ａ４に示したように、建物重量が集中する床位置に発生し、重さが少ない柱部

建物を支持する地盤が、反力相当の力、モーメン
トの支持力を有していれば、構造物全体は安定し分には、ほとんど発生しないことが解ろう。
そこで、建物の振動解析を行う場合、その解析て振動することが解ろう。

モデルでは、通常、各階の重量を床位置に集中させ、柱部分の重量を零とした「質点系」に置換してⅣ－Ｂ３.２ 部分的安定条件と1質点系振動方程式

いる。この結果、振動解析が極めて容易になる。

地震時に、構造物が、傾斜、破壊等が発生せず、

また、以下における質点系の振動解析では、せ振動している場合、静的の場合と同様、構造物かん断変形を対象にしている。すなわち、地震時のら取り出した任意の部分においても、（Ⅳ－Ｂ２）

床位置（各質点）の水平変形は、床レベルが回転を式の釣り合い条件を満足しなければならない。

せずに、水平移動するせん断変形（先の図Ⅳ－Ａ４、
図Ⅳ－Ａ９）を対象にしている。

図Ⅳ－Ｂ４に、地震時の１質点系の質点部分を取り出し、点線で囲み示した。この部分においても、（Ⅳ－Ｂ２）式の条件を満足する必要がある。

Ⅳ－Ｂ２.２ ばね定数
δ(cm)
図Ⅳ－Ｂ２に、柱の水平ばね定数（k）の求め方をPB

Ｐ(ton)示した。
床位置（柱頂部）に水平荷重（P）を作用させた時の変形をδとすると、水平ばね定数（k）は下式でｋ=P/δ
(ton/cm)与えられる。
k=P/δ（kg/cm、ton/cm） ・・・・（Ⅳ－Ｂ１）
また、変形した柱は、かならず元の位置に戻ろ

図Ⅳ－Ｂ２ 水平ばね定数

うとする（左向きの点線矢印）。この柱が戻ろうと変位（cm）z xする力（PB）は、PB=k･δ=P であることも解ろう。
慣性力（F）
Ⅳ－Ｂ３ １質点系の振動方程式
本節では、１質点系の振動方程式を力の釣り合
い条件より誘導する。

重さ（W）
h
A

Ⅳ－Ｂ３.１ 系全体の安定条件と反力

HA=F

地震時に構造物が振動している場合も、構造物
は建物全体の安定条件、すなわち（Ⅳ－Ｂ２）式の外力（慣性力）と反力（HA、VA 、MA）との力の釣り合い条件を満足している。

- 130 -

VA=W

MA≒F･h図Ⅳ－Ｂ３ 慣性力と反力（全体の力の釣り合い条件）

この点線部分の質点には、a）慣性力による右向Ⅳ－Ｂ４ 基礎固定の２層建物の振動方程式

きの力（F）と、b）変形した柱が質点を左側に押し戻そうとする左向きの力（Hc）が作用している。

基礎固定時の質点系の振動方程式の数は、質点数と同一である。２質点系の場合は、２振動方程

上記の b）の力は、柱の変形が x であるため、
Hc=k･x（k：ばね定数）で与えられる。
ここで、図Ⅳ－Ｂ４の点線で取り出した質点部分でも（Ⅳ－Ｂ２）式の力の釣り合い条件を、下記

式が、N 質点系のでは N 個の振動方程式たてられる。その数は、未知数である各質点位置の変形（x1、x2、x3、･･･）の数に対応していることが解ろう。
以下には、図Ⅳ－Ｂ５に示した２質点系の振動のように満足する必要がある。

方程式を誘導してみる。

ｉ）ΣＸ=0：F‑Hc=0振動方程式は、前（Ⅳ－Ｂ３.２）項で示したよう

ⅱ）ΣY=0：重さ W は柱で支持し常に成立に、系の部分的力の釣り合い条件から求められる。

ⅲ）ΣＭ(h)=0：常に成立

一方、最も理解しにくい各質点に発生する目に上記ⅰ)の条件より、地震時の１質点系の振動方程式（図Ⅳ－Ｂ４）が下式のように得られ、同式が振動の本に記載されている。

− m ⋅ (z"+ x" ) − k ⋅ x = 0∴ m ⋅ (z"+ x" ) + k ⋅ x = 0

見えない力の「慣性力」は、図Ⅳ－Ｂ５の座標系に対して、同図のように無条件（Ⅳ－Ａ２.２、２.３項）に設定すればよい。

・・・・（Ⅳ－Ｂ３）

図Ⅳ－Ｂ５の振動方程式を作成する際の、力の釣り合い条件を適用する、部分的範囲の取り方となお、自由振動（図Ⅳ－Ａ５）の振動方程式は、上しては、以下の２通りが考えられよう。

式において、z=0 とすればよい。
１）(Part 1) と (Part 2) の組み合わせ
以上のように、１質点系の振動方程式は、静的

２）(Part 1) と (Part 3) の組み合わせ力の釣り合い条件、安定条件を適用し、容易に求上記の組み合わせから求めた両者の振動方程められる。
また、振動中の構造物は、その瞬間、瞬間で、静的の場合と同様に、構造物全体また部分的にも力の釣り合い条件を必ず満足していると言える。
これらの条件が満たされない時に、先に述べたよ
うに、建物が傾斜、また柱、梁等が破壊するので式は、解析対象の振動系が同一のため、必ず同一にならなければならない。
Ⅳ－Ｂ４.１ (Part 1)と(Part 2)の振動方程式ⅰ）Part 1 部分
図Ⅳ－Ｂ６の(Part 1)に、m3 質点部分を取り出しある。

ている。同部分で力の釣り合い条件を考えと、１z

慣性力：
F=-m･(z”+x”)

x(cm)

質点系（図Ⅳ－Ｂ４）の場合と同一であるが、k2 のm

ばねが m3 質点を押し戻そうとする力は同柱の相
Hc=k･xh

対変形（x2-x1）に比例する。従って、m3 質点の振W

動方程式は、（Ⅳ－Ｂ４）式で与えられる。

k(t/cm)ΣX = 0 : −m3 ⋅ ( z"+ x3 " ) − k 2 ⋅ ( x3 − x2 ) = 0∴ m3 ⋅ ( z"+ x3 " ) + k 2 ⋅ ( x3 − x2 ) = 0(A)・・・・・（Ⅳ－Ｂ４）
Z“(地震波)ⅱ）Part 2 部分
図Ⅳ－Ｂ６に示した(Part 2)では、m3 質点を含む
m2 質点部分に力の釣り合い条件を適用する。この

図Ⅳ－Ｂ４ 質点位置の力の釣り合い（部分的力の釣り合い条件）

場合、m2 質点に作用するせん断力（F1）と k1 ばねがm2 質点を戻そうとする力が釣り合うことになる。

- 131 -

上記の条件より、(Part 2)部分の振動方程式は、

m3 ⋅ ( z"+ x3 " ) + k 2 ⋅ ( x3 − x2 ) = 0
m2 ⋅ ( z"+ x2 " ) − k 2 ⋅ ( x3 − x2 ) + k1 ⋅ x2 = 0

下式のように得られる。

F1 = − m3 ⋅ ( z"+ x3 ") − m2 ⋅ ( z"+ x2 ")・・・・（Ⅳ－Ｂ７）

ΣX = 0 : −m3 ⋅ ( z"+ x3 " ) − m2 ⋅ ( z"+ x2 " ) − k1 ⋅ x2 = 0(Part 2)

∴ m3 ⋅ ( z"+ x3 " ) + m2 ⋅ ( z"+ x2 " ) + k1 ⋅ x2 = 0
・・・・（Ⅳ－Ｂ５）(Part 1)z以上より、図Ⅳ－Ｂ５に示した２質点系の振動方程式は、(Part 1)と(Part 2)部分の力の釣り合い条

k2

件より、（Ⅳ－Ｂ４）式、（Ⅳ－Ｂ５）式で与えられる。
Ⅳ－Ｂ４.２ (Part 1)と(Part 3)の振動方程式-m3（z”+x3”）

x3

m3

x2

m2

ⅰ）Part 1 部分

-m2（z”+x2”）(Part 3)

k1

(Part 1)部分の振動方程式は、前項の（Ⅳ－Ｂ４）式と同一である。
ⅱ）Part 3 部分

Z”(地震波)（Ⅳ－Ｂ４.１）節の(Part 2)を、図Ⅳ－Ｂ７の(Part 3)としても、点線で囲った m2 部分の力は釣り合っ

図Ⅳ－Ｂ５ ２質点系の慣性力と座標ていなければならない。
z(Part 1)

この(Part 3)部分で m2 を基準にしてみると、１
階柱は、k1･x2 の力で m2 を左側に戻そうとするが、２階柱は逆に k2 (x3-x2) の力で左側（m3 の方向）に

k2（ｘ3-x2）

k2

移行させようとする。
この結果、(Part 3) 部分の振動方程式は、ΣＸ

z(Part 2)＝０より、（Ⅳ－Ｂ６）式のように求められる。

-m3（z”+x3”）x3m3

ΣX = 0 : + k2 ⋅ ( x3 − x2 ) − m2 ⋅ ( z"+ x2 ") − k1 ⋅ x2 = 0-m2（z”+x3”）

x3

m3

k2

∴ m2 ⋅ ( z"+ x2 " ) − k2 ⋅ ( x3 − x2 ) + k1 ⋅ x2 = 0
・・・・（Ⅳ－Ｂ６）
以上より、(Part 1)と(Part 3)部分の釣り合い条件
より、２質点系の振動方程式は、（Ⅳ－Ｂ４）式および（Ⅳ－Ｂ６）式で与えられるが、（Ⅳ－Ｂ６）式は、前節の(Part 2)部分より求めた（Ⅳ－Ｂ５）式と異なるが、両振動方程式は、同一の２質点系である。

x2

m2

F1
k1

k１･x2
F1=-m3（z”+x3”）-m2（z”+x2”）
図Ⅳ－Ｂ６ Part 1、2 の力の釣り合い条件m3

そこで、（Ⅳ－Ｂ５）式の m3(z’’+x3’’)に、（Ⅳ－Ｂz４）式の m3(z’’+x3’’)=‑k2･(x3‑x2)の関係を導入すると、（Ⅳ－Ｂ５）式は（Ⅳ－Ｂ６）式に変換される。
このように、（Ⅳ－Ｂ４.１）節の(Part 1)と(Part 2)
部分、また本節の(Part 1)と(Part 3)部分の力の釣り合い条件より求めた両振動方程式は一致する。

-m2（z”+x2”）(Part 3)k2 (x3- x2)

K2
x1

m2
k1

-m2（z” +x2”）
k1･x2

従って、図Ⅳ－Ｂ５の２質点系の振動方程式は、
図Ⅳ－Ｂ７ Part 3 の力の釣り合い条件

最終的に（Ⅳ－Ｂ７）式で与えられる。

- 132 -

Ⅳ－Ｂ５ 基礎固定時の多質点系の振動方程式

Ⅳ－Ｂ６.２ 基礎の慣性モーメント

なお、質点が多数の、多質点系の振動方程式を地震時に基礎が回転した場合、基礎は重量（質導く場合には、先の（Ⅳ－Ｂ４.２）項に示した部分の量）を有しているため、水平方向の慣性力に対応

組み合わせを選択すれば良いと言える。

する回転慣性力が以下に示すように発生する。

例えば、Ｎ質点系の振動方程式は、下式のように与えられる。ここで、質量、ばね定数、変形の

図Ⅳ－Ｂ９に、基礎板が回転振動している解析モデルを示した。

添え字は図Ⅳ－Ｂ５を、またｉ層は任意の中間層基礎板がある瞬間にθ回転した場合、基礎板はであり、その微分方程式の作成方法は図Ⅳ－Ｂ７

回転中心からの距離に比例した上下変形（振動）を参照されたい。

が発生する。

Ｒ階：mR ⋅ ( z"+ xR " ) + k R −1 ⋅ ( xR − xR −1 ) = 0

以下には、図Ⅳ－Ｂ９に関係する諸量、記号等の説明、また基礎板の慣性モーメントを誘導する。

中間階（ｉ－層）：
mi ⋅ ( z"+ xi ") − ki ⋅ ( xi − xi −1 ) + ki −1 ⋅ ( xi − xi −1 ) = 0

基礎板が回転振動している時、上下変形（δｘ）

２階：m2 ⋅ ( z"+ x2 " ) − k1 ⋅ ( x3 − x2 ) + k1 ⋅ x2 = 0
・・・・（Ⅳ－Ｂ８）

は時間とともに変動するが、その時間の関数（変数）は、θであることにも注目されたい。
L、b、t：基礎板の幅、奥行き、厚さ（cm）

Ⅳ－Ｂ６ 基礎の水平変形、回転を伴う振動方程式
中低層建物の振動性状を見ると、建物は、基礎部分で固定でなく、水平移動（Sway 動）また回転

γ：基礎板の単位体積重量（t/cm3）
ρ：基礎板の単位体積質量=γ/g（t･sec2/cm4）
ｇ：重力加速度［（Ⅳ－Ａ３）式］
ｍＳＶ：＝ρ･ｂ･ｔ･ｄｘ、基礎の回転中心からｘ位置（Rocking 動）している事例が一般的である。

の微少部分（dx）の質量以下に、基礎部分に Sway および Rocking 動を伴う１質点系の振動方程式について説明する。

δＸ：＝θ･ｘ、回転中心からｘ位置の変形
ｘ位置の上下加速度：＝（θ･ｘ）“＝θ”･ｘ
ｘ位置の上下慣性力：＝－ｍＳＶ･θ”･ｘⅣ－Ｂ６.１ 基礎の水平および回転ばね定数［－質量*加速度］

基礎には、上部構造の慣性力（水平力）による水平力（F：せん断力）および転倒モーメント（M）が作用する。その結果、基礎には、図Ⅳ－Ｂ８に示
すように、水平変形および回転が発生する。
これらの F および M による基礎の水平変形および回転角をδ、θとすると、基礎の水平ばね定数（KS）および回転ばね定数（KR）は、図中に示す下

M(tm)
F (t)

δ(cm)

PS

mF

θ(rad.)

KS(t/cm.)=F/δ

KR(tm/rad.)=M/θ

図Ⅳ－Ｂ８ 基礎の水平および回転ばね定数

式で定義する。特に、回転ばね定数の単位に注意されたい。

K S = F / δ (t / cm )MR(tcm)=-IF･θ“
・・・・・（Ⅳ－Ｂ９）mF

また、水平変形および回転した基礎は、元の位-L/2

K R = M / θ (tm / rad .)

0

mSV

b

dx

θ(rad.)tx

置に戻ろうとする。これらの特性は、スポンジの上に基礎がある場合を想定すれば良く理解できよう。また、一般の建物の設計では基礎を固定としているが、この場合の水平および回転ばね定数が無限大に相当している。

KR･θ

mSV

δx=θ･ｘ-mSV･θ”x

図Ⅳ－Ｂ９ 基礎の回転慣性モーメント- 133 -

上記のｘ位置の上下方向の慣性力により、基礎

この外力に相当するＭＲに対して、反力として板がθ回転して場合の基礎板の回転量（ＭＲ）は、の地盤が、基礎を反時計回りに逆回転させようと

下式で与えられる。

するが、その押し戻そうとする回転量（鎖線）は、

L/2

MR =

KR･θである。

L/2

 − mSV ⋅θ "⋅x ⋅ x = −  ρbt ⋅ x ⋅ θ "⋅dx
2

−L / 2

従って、上記の外力としてのＭＲと反力として−L / 2bL3⋅ θ "= −I F ⋅ θ "12
bL3 mF L2
IF = ρ ⋅ t ⋅=（mF：基礎板の質量）1212・・・・（Ⅳ－Ｂ１０）= −ρ ⋅ t ⋅ここで、ＩＦ：慣性モーメント（t･cm･sec2/rad.）の KR･θの両モーメントの釣り合い条件ΣＭ＝０より、下記の振動方程式が誘導される。
‑IF･θ”‑KR･θ=0 ∴IF･θ”+KR･θ=0
・・・・（Ⅳ－Ｂ１２）
Ⅳ－Ｂ６.４ 基礎の Sway、Rocking 動を伴う

θ”：角加速度（rad./sec2）

１層建物の振動方程式
以上のように、基礎板がθ回転動している場合、基礎板には、目に見えない回転慣性モーメントが発生していることが解ろう。

図Ⅳ－Ｂ１０に、基礎部分に Sway、Rocking を伴う１層建物（２質点系）に地震動（Z”）が入力した時の解析モデルを示した。
以下に、振動方程式を誘導する。

Ⅳ－Ｂ６.３ 剛体基礎の水平動およびこの２質点系の解析モデルおける未知数は、基回転動の振動方程式

礎部の Sway 変位（xS）、回転角（θ）と柱（構造体）

以下には、機械台基礎（剛体基礎）を対象にした、の変形（x）の３個である。

水平動および回転動の振動方程式を誘導する。

従って、先のⅣ－Ｂ４節における基礎固定時の２質点系の振動方程式は２式であったが、この２質ⅰ）水平動（Sway 動）
地盤上の剛体基礎が水平に振動している振動

点系では、３個の振動方程式が必要である。

方程式を、先の図Ⅳ－Ｂ８のモデルで説明する。

上記の２質点系の振動方程式を以下に誘導す

基礎の質量を mF、振動振幅を xS（δ）とすると、

るが、２Ｆの質点（F2）および基礎（FS）に発生する水基礎に発生する水平方向の慣性力（FS）、また地盤の水平ばね（KS ）が基礎を戻そうとする力（PS ：点線矢印）は、下式で与えられる。

平方向の慣性力を、無条件に下式のように与えればよい。なお、F2 の第３項の加速度は、回転加速度で与えられる。
２Ｆ質点の慣性力：F2=-m2(z”+xS”+hθ”+x”)

FS=-mF･xS”、PS= KS･xS

１Ｆ基礎の慣性力：F1=-mF(z”+xS”)

ここで、上記の FS、PS に対して、力の釣り合い
条件ΣＸ＝０を適用すると、剛体基礎の振動方程ⅰ）水平方向の振動方程式

式は以下のように求められる。

図Ⅳ－Ｂ１０（ａ）に、２Ｆおよび基礎部分におけ- mF･xS” - KS･xS = 0 ∴mF･xS” + KS･xS = 0

る水平方向の力関係を示した。また、同図には、

・・・・（Ⅳ－Ｂ１１）振動方程式を誘導するために、点線で２Ｆ質点部
分と１Ｆ基礎部分を囲んでいる。

ⅱ）回転動（Rocking 動）

上記の両部分は、先のⅣ－３.１節における基礎

地盤上の剛体基礎が回転振動している振動方
程式を、先に示した図Ⅳ－Ｂ９で説明する。

固定時の２質点系の振動方程式を誘導した場合の(Part 1)と(Part 3)に対応させている。

基礎がθ回転している場合、基礎板の回転によ

従って、両部分の振動方程式は、前Ⅳ－Ｂ４節のり、先の（Ⅳ－Ｂ１０）式に示した、基礎の回転慣性

場合と同様に、（Ⅳ－Ｂ１３）式のように求められる。

モーメント（ＩＦ）による時計回りの回転慣性モー

なお、柱のばね（k）が、２Ｆ質点を戻そうとする

メント（ＭＲ）が発生している。

力は、k･x である。

- 134 -

X =0ⅱ－２）質点Ｂ点での回転の振動方程式

２Ｆ : −m2 ⋅ ( z"+ xS "+ h ⋅ θ "+ x" ) − k ⋅ x = 0２Ｆの質点位置Ｂ点について回転の釣り合い

１Ｆ : −mF ⋅ ( z"+ xS " ) + k ⋅ x − K S ⋅ x S = 0

を考える場合、Ｂ点を回転させる要素は、下記の∴ m2 ⋅ ( z"+ x S "+ h ⋅ θ "+ x" ) + k ⋅ x = 0

２種類がある。

mF ⋅ ( z"+ xS " ) − k ⋅ x + K S ⋅ x S = 0ⅰ）水平力としての、基礎の水平慣性力（F1）と地・・・・（Ⅳ－Ｂ１３）

盤の水平ばねによる反力（ＫS･xS）。

ⅱ）回転動の振動方程式ⅱ）モーメントとしての、基礎の回転慣性モー

２質点系モデルの回転（転倒）に関する釣り合

メント（-IF･θ”）と地盤の回転ばね反力の KR･θ。

いは、任意の点でΣＭ＝０の条件が成立している。

上記の各水平力、モーメントによるΣＭ（Ｂ）＝０

そこで、以下には、ΣＭ＝０の解析上の任意点の条件より、回転に対する振動方程式が、下記のを、図Ⅳ－Ｂ１０（ｂ－１）、（ｂ－２）に示す、基礎の回転中心（Ａ点）および２Ｆ質点位置（Ｂ点）に設定した場合について示す。ここで、重要な点は、両者の条件から求めた振動方程式は必ず一致しな（Ⅳ－Ｂ１５）式のように得られる。

 M (B) = 0 :− [− mF ( z"+ xS " )] ⋅ h + K S ⋅ xS ⋅ h − I F ⋅ θ "− K R ⋅ θ = 0

ければならないことである。

∴mF ( z"+ xS " ) ⋅ h + K S ⋅ xS ⋅ h − I F ⋅ θ "− K R ⋅ θ = 0
・・・・（Ⅳ－Ｂ１５）ⅱ－１）基礎Ａ点での回転の振動方程式

上記Ｂ点の回転に関する釣り合い条件より求基礎のＡ点には、ⅰ）２Ｆ質点の慣性力（F2）による転倒モーメント（F2･h）とⅱ）基礎の回転によるめた（Ⅳ－Ｂ１５）式は、Ａ点に対して求めた（Ⅳ－Ｂ１４）式と一致していない。
しかしながら、（Ⅳ－Ｂ１３）式からＫS･xS を下式

回転慣性モーメント［-IF･θ”： （Ⅳ－Ｂ１０）式］ののように変換し、（Ⅳ－Ｂ１４）式に導入すると、同

和のモーメント（MF）が外力として作用する。
一方、基礎の回転（θ）に対して、地盤により逆式は（Ⅳ－Ｂ１５）式と完全に一致する。

K S ⋅ xS = − m2 ⋅ ( z"+ xS "+ h ⋅ θ "+ x" ) − mF ⋅ ( z"+ xS " )回転させられ、その復元回転量は KR･θである。
従って、基礎Ａ点の回転に対する振動方程式は、

以上のように、回転に関する釣り合い条件は、（Ⅳ－Ｂ１４）式のように得られる。
ΣＭ（Ａ）＝０より、

静的力学の、例えば反力計算の場合と同様に、任 M ( A) = 0 :意の点について求めれば良いことが解ろう。

− m2 ⋅ ( z"+ xS "+ h ⋅ θ "+ x" ) ⋅ h − I F ⋅ θ "− K R ⋅ θ = 0

また、基礎に水平移動（Sway）、回転（Rocking）∴ m2 ⋅ ( z"+ xS "+ h ⋅ θ "+ x" ) ⋅ h + I F ⋅ θ "+ K R ⋅ θ = 0
・・・・（Ⅳ－Ｂ１４）を伴う振動系は、基礎固定時に対して２振動方程z xSθh

x
m

F2

m2

式が増加する。

z xSθh

x
F2

ｋ･x

A

KS(t/cm.) mF
KR(tm/rad.)

F1
KS･xS

θ

A

F2

-IF･θ”
θA

F1=-mF(z”+ｘS”)

mF

mF

KR･θ（tm）
F2=-m2 (z”+ｘS”+h･θ”+x”) F1=-mF (z”+ｘS”)（ａ）２Ｆ、基礎位置の水平力の釣り合い

B

MF=F2･h-(IF･θ”)

ｋ･x
θ

x

h

h

k

z xSθh

θ

θ

θ
h

m2

（ｂ－１）Ａ点の回転の釣り合い

KS･xS
KR･θ（tm）（ｂ－１）２Ｂ点の回転の釣り合い

図Ⅳ－Ｂ１０ 基礎の水平移動（Ｓｗａｙ）、回転（Ｒｏｃｋｉｎｇ）を伴う２質点系の力の釣り合い条件- 135 -

この場合、基礎の水平移動に関しては、基礎固

３Ｆ ：F3 = − m3 ⋅ ( z"+ xS "+ h3 ⋅ θ "+ x3 " )定時と同じ考え方で、振動方程式をたてることが

２Ｆ ：F2 = −m２ ⋅ ( z"+ xS "+ h2 ⋅ θ "+ x2 " )出来る。一方、基礎に回転に関しては、条件的に基礎：F1 = −mF ⋅ ( z"+ xS " )も複雑となり、理解しにくいと言える。

・・・・（Ⅳ－Ｂ１８）
ここで、ｈ２、ｈ３は、基礎から２階および３階ままた、回転の振動方程式には、基礎部分の回転での高さである。

慣性モーメント（-IF･θ”）の項が混入してくるが、実際の建物の場合は、例えば（Ⅳ－Ｂ１４）式を例に

ⅰ）水平動の振動方程式

取ると、（-IF･θ”）の値は、第１項の値に比して極めて小さくなり、実際には無視できる。

水平方向の、各階の振動方程式は、前（Ⅳ－Ｂ４）
節と同様にして、下式で与えられる。

従って、実際の回転に関する振動方程式は、下− m 3 ⋅ ( z " + x S " + h3 ⋅ θ " + x 3 " ) − k 2 ⋅ ( x 3 − x 2 ) = 0

式のように与えればよいと言える。

− m ２ ⋅ ( z "+ x S " + h 2 ⋅ θ "+ x 2 " )m2 ⋅ ( z"+ x S "+ h ⋅ θ "+ x" ) ⋅ h + + K R ⋅ θ = 0+ k 2 ⋅ ( x 3 − x 2 ) − k1 ⋅ ( x 2 − x S ) = 0

・・・・（Ⅳ－Ｂ１６）− m F ⋅ ( z "+ x S " ) + k1 ⋅ ( x 2 − x S ) − k S ⋅ x S = 0

なお、回転に関する振動方程式を作成する場合、回転の釣り合い条件は、一般的に、基礎の回転中
心［Ｂ－１項］で与える方が楽である。

・・・・（Ⅳ－Ｂ１９）ⅱ）回転動の振動方程式

以上、基礎に Sway、Rocking 動を伴う１層建物（２質点系）の振動方程式は、（Ⅳ－Ｂ１３）式、（Ⅳ－Ｂ１４）式に示した、下式で与えられる。なお、［］
内は、基礎の回転慣性モーメントを無視した場合である。

回転の釣り合い条件は、基礎の回転中心、Ａ点（図Ⅳ－Ｂ１０）について与えることとする。
上記（Ⅳ－Ｂ１９）式の各階慣性力による転倒モーメント、基礎の回転慣性モーメントおよび地盤の回転ばねによる反力の釣り合い条件より、下式のように求められる。なお、第１式の各 F の値に

m2 ⋅ ( z"+ x S "+ h ⋅ θ "+ x" ) + k ⋅ x = 0（Ⅳ－Ｂ１９）式を導入した第２式が、転倒の方程式

mF ⋅ ( z"+ xS " ) − k ⋅ x + K S ⋅ xS = 0となる。

m2 ⋅ ( z"+ x S "+ h ⋅ θ "+ x" ) ⋅ h + I F ⋅ θ "+ K R ⋅ θ = 0[m2 ⋅ ( z"+ xS "+ h ⋅ θ "+ x") ⋅ h + K R ⋅ θ = 0]F3 ⋅ h3 + F2 ⋅ h2 − I F ⋅ θ "− K R ⋅ θ = 0∴ m3 ⋅ ( z"+ xS "+ h3 ⋅ θ "+ x3 " ) ⋅ h3

・・・・・（Ⅳ－Ｂ１７）+ m２ ⋅ ( z"+ xS "+ h2 ⋅ θ "+ x2 " ) ⋅ h2
+ I F ⋅ θ "+ K R ⋅ θ = 0

Ⅳ－Ｂ６.５ 基礎の Sway、Rocking 動を伴う・・・・（Ⅳ－Ｂ２０）

２層建物の振動方程式
先の図Ⅳ－Ｂ５［（Ⅳ－Ｂ５）節］に示した基礎固定

以上の如く、基礎に Sway 動、また特に Rocking

時の２層建物の基礎が Sway および Rocking 動を伴動を伴う場合の振動方程式も、静力学における反う場合の振動方程式を、以下に紹介する。

力計算と同様に、構造物の安定条件、力の釣り合解析モデルの図は省略するが、同モデルは、図い条件から成り立っていることが解ろう。

Ⅳ－Ｂ５の基礎部分に、図Ⅳ－Ｂ１０と同一な Sway、
Rocking 動のばね定数、変形、回転角等を付加している。
ここで、振動方程式の基本となる、各質点に発生する地震時の水平方向慣性力を（Ⅳ－Ｂ１８）式に示しておく。

- 136 -

m3 ⋅ ( z"+ x3 " ) + c2 ⋅ ( x3 '− x2 ' ) + k2 ⋅ ( x3 − x2 ) = 0

Ⅳ－Ｂ７ 減衰も考慮した振動方程式

m2 ⋅ ( z"+ x2 " ) − c2 ⋅ ( x3 '− x2 ' ) + c1 ⋅ x2 '前節までの振動方程式は、建物の地震時応答に− k2 ⋅ ( x3 − x2 ) + k1 ⋅ x2 = 0

大きく影響する建物の減衰（先の図Ⅳ－Ａ７）を無・・・・・・・（Ⅳ－Ｂ２４）

視して作成してきた。そこで、本節では、減衰も考慮した代表的質点系の振動方程式を示す。

Ⅳ－Ｂ７.４ 基礎の Sway、Rocking 動を伴う１層建物の振動方程式
Ⅳ－Ｂ７.１ 減衰の評価方法
先のⅣ－Ａ３.２項でも説明したように、構造物

下記の（Ⅳ－Ｂ２５）式に、先の（Ⅳ－Ｂ６）節に説明に変形を与え、手を離し自由振動をさせると、構した基礎の回転を伴う２質点系の（Ⅳ－Ｂ１７）式

造物の振動（変形）は、図Ⅳ－Ａ７に示す如く時間とに、減衰項を考慮した振動方程式を示す。
なお、CR は、基礎の回転ばねの減衰係数（tm･ともに減少してゆく。
この変形（振動）を減少させる減衰力は、下式のsec/rad.）で、またθ’は回転角速度（rad./sec）ある。

ように与えると、振動の実現象を良く説明でき、

m2 ⋅ ( z"+ xS "+ h ⋅ θ "+ x" ) + k ⋅ x = 0

振動解析も容易になる。

mF ⋅ ( z"+ xS " ) − k ⋅ x + K S ⋅ xS = 0

減衰力(ton) = c ⋅ x'

m2 ⋅ ( z"+ xS "+ h ⋅ θ "+ x" ) ⋅ h + I F ⋅ θ "+ K R ⋅ θ = 0

・・・・（Ⅳ－Ｂ２１）[m2 ⋅ ( z"+ xS "+ h ⋅ θ "+ x") ⋅ h + K R ⋅ θ = 0]

ここで、c：減衰係数(t･sec/cm)、x’：速度(cm/sec)

・・・・・・（Ⅳ－Ｂ２５）

この減衰力は、変形を減少させるため、変形した柱が質点を戻そうとする力に対応している。

以上、本章では、地震時を対象にした質点系の一方、上記の減衰係数（c）は、下式のように、固振動方程式作成の、基本的考え方を述べた。

有周期（T0）と減衰定数（h：Ⅳ－Ｂ３.２項）の関係で与えられる。

4 ⋅π ⋅ m ⋅ hc=T0

振動方程式は、ⅰ）質点に発生する目に見えない慣性力を一義的（Ⅳ－Ａ２.３節）に与え、ⅱ）変形・・・・・（Ⅳ－Ｂ２２）した柱は元に戻ろうとするが、その反力相当のばね力を評価し、ⅲ）構造物全体または部分の力の釣り合い条件 、 ΣＸ＝０ 、 ΣＹ＝０ 、 ΣＭ＝０を

Ⅳ－Ｂ７.２ １質点系の振動方程式
図Ⅳ－Ｂ１１に、振動の基本となる減衰も考慮した１質点系を示した。同図には、質点に作用する
慣性力、質点を押し戻そうとする柱ばねの力およ

適用するれば、容易に求められよう。
なお、これら振動方程式の実際の解法等に興味の有る方は、数学、振動論の本で勉強されたい。

び減衰による力を明記した。

z

x(cm)

ここで、点線で囲んだ質点位置のΣＸ＝０の条

m

件より、減衰も考慮した１質点系の振動方程式は、-m･(z”+x”)
k･x

下式のように与えられる。

− m ⋅ ( z"+ x" ) − c ⋅ x′ − k ⋅ x = 0
・・・（Ⅳ－Ｂ２３）∴ m ⋅ ( z"+ x" ) + c ⋅ x′ + k ⋅ x = 0k(t/cm)c(t･sec/cm)

c･x’

Ⅳ－Ｂ７.３ 基礎固定の２層建物の振動方程式
下記の（Ⅳ－Ｂ２４）式に、先の（Ⅳ－Ｂ４）節において説明した２質点系の（Ⅳ－Ｂ７）式に、減衰項を考Z”(地震波)慮した振動方程式を示す。
なお、同式の各減衰係数(c)の添え字は、ばね定数(k)のそれに対応させている。

- 137 -

図Ⅳ－Ｂ１１ 減衰も考慮した質点位置の力の釣り合いすなわち、１質点系の固有周期（T1）は、次式でⅣ－Ｃ 建物の固有周期は簡単に解るのか
前章では、建物の固有周期および地震時の応答与えられる。

T1 = 2πを求めるための振動方程式について述べてきた。
これらの振動方程式から、建物の地震応答に大mk・・・・・（Ⅳ－Ｃ５）

ここで、上記の（Ⅳ－Ｃ５）式の質量（m）を、重力

きく関係する重要な固有周期 （Ⅳ－Ａ５節 ）を簡単

加速度（g）を介し重さ（W）に変換する。その重量な解析でに求められないだろうか。
そこで、本節では、固有周期に関する基本的事（W）が水平力［図Ⅳ－Ｃ１（ｃ）］として質点に作用させた時の変形（δ）を cm の単位で求めると、T1 は、項を感覚的に解説する。

「重力式」と呼ばれる（Ⅳ－Ｃ６）式で与えられる。
ここで、δは、建物の重さを水平力として与え

Ⅳ－Ｃ１ １層建物の固有周期
以下には、建物の固有周期の基本となる１層建物の固有周期について、まず説明する。

て時、すなわち、建物を真横に倒した時の静的変形であることに注目されたい。

建物の振動解析する場合、前ⅣＡ章でも述べた

T1 = 2πが、図Ⅳ－Ｃ１（ａ）、（ｂ）に示すように、建物を質点

2

建物重さ［W（t）］を質量［m=W/g（t･sec2/cm）］に・・・・・（Ⅳ－Ｃ６）

変換して床位置に集中させ、また建物の水平剛性
1 質点系の固有周期（T1）を求める際の、自由振動時（図Ⅳ－Ａ５）の振動方程式は、水平方向の「力の釣り合い条件（Ⅳ－Ｂ３.２項）より、建物の減衰定数が零の場合、下式のように得られる。

Σx = 0 ： − m ⋅ x − kx = 0∴ m ⋅ x + kx = 0

上式より、柱断面が一定（水平ばね定数 k：一定）の場合、１層建物の固有周期（T1）は、重さ（W）の平方根に比例して長くなる。また、建物重量が一定の場合の固有周期（T1）は、水平ばね定数の平方根に比例して短くなることが解る。
以上のように、１層建物の固有周期（T1）は、建・・・・（Ⅳ－Ｃ１）

物の重さ （W） と水平剛性 （ 水平ばね定数 ：k） の比

また、建物の減衰がある場合には、下式で与えられる［Ⅳ－Ｂ７.２項］。なお、減衰係数（c）と減衰で決定されることに注目されたい。

⊿(cm)

定数（h）の関係は、（Ⅳ－Ｃ３）式で与えられる。

Σx = 0 ： − m ⋅ x − cx − kx = 0
・・・（Ⅳ－Ｃ２）∴ m ⋅ x + cx + kx = 0

c = 2⋅h m⋅kδ (cm)W=k
5.0[g = 980(cm / sec )]系にモデル化している。また、解析モデルでは、を水平ばね定数［k（t/cm）］で評価している。

W
2π
=
g ⋅k
g

Ｐ(t)

x(cm)

⊿
W

m=W/g

F=-m x”kxk・・・・・（Ⅳ－Ｃ３）

k=P/⊿(t/cm)

上記の （Ⅳ－Ｂ２）式より、１質点系の固有周期（T1）を求めると、（Ⅳ－Ｃ４）式が求められる。なお、(ａ)１層建物

振動方程式の解法については、振動に関する教科書等を参照されたい。

T1 = 2πmk (1 − h 2 )W（ｂ）解析モデル化

δ(cm)
m=W/g
k

・・・・・（Ⅳ－Ｃ４）

δ(cm)

k

ここで、重要な点は、一般の建物の場合、上式の減衰定数は、ｈ＜0.1 以下であり、減衰定数は、
固有周期の計算では、無視できる。そこで、固有W(ｃ)自重による静的変形（δ）
図Ⅳ－Ｃ１ １層建物の重力式による固有周期

周期は、ｈ＝０とした（Ⅳ－Ｃ１）式より求める。

- 138 -

Ⅳ－Ｃ２ 基礎固定時の多層建物の固有周期＜１次固有周期と建物階数＞

本節では、多質点系建物の１次固有周期の簡易

1
1 w 2w
Nw++ ⋅⋅ +
δ =5 .5
5 .5 kkkT1 =な求め方、また高次固有周期の概略の推定方法等について説明する。

=

1 W N ⋅ ( N + 1)
N W≒
∝N
5 .5 k2
5. 5 2 k

Ⅳ－Ｃ２.１ 重力式による１次固有周期

・・・・（Ⅳ－Ｃ９）

１質点系の１次固有周期は、前節に示したが、理論解より （Ⅳ－Ｃ５）式 、（ Ⅳ－Ｃ６）式で与えられるが、多質点系（多層建物）の固有周期の理論解は、その微分方程式が先に示した （Ⅳ－Ｂ８）式で与えられ、１層建物のように簡単に求められない。
しかしながら、多層建物の１次固有周期に関し

上記の１次固有周期（T1）が建物の層数と比例する性状は、実在の高層建物の振動実験結果から統計的に求めた下式と良く対応している。
＜Ｓ造実在高層建物のKN

１次固有周期＞ては、以下に紹介する、実用的な「重力式」を適用

T1=0.08N

すると手計算で求めることが出来る。同重力式は、経験式ではあるが、多数の解析結果を見ると、極めて精度の良い評価式である。

（Ⅳ－Ｃ１０）Wi+1
ki

以上、多層建物の１次固有周期は、重力式 ［（ Ⅳ－Ｃ８）

図Ⅳ－Ｃ２に、多質点系の、重力式による１次固δF(cm)
WN+1

式］を適用することにより、

W2
k1

精度良く、簡易に求められ、有周期（T1）の求め方を示した。
各階の重量を、１質点系の図Ⅳ－Ｃ１（ｃ）と同様

その有用性も高い。

図Ⅳ－Ｃ２ 重力式に、各階に水平に作用させ、最上階の変形（δ）を
cm 単位で求める。すなわち、δ（cm）の値は、多Ⅳ－Ｃ２.２ 高次固有周期

質点系建物を真横に倒した場合の最上階の変形である。

期の求め方について述べてきたが、多質点系の、

このδの値は、各層がせん断変形していることから、以下のように求めることが出来る。

δF =前項では、多層建物の重力式による１次固有周
高次の固有周期およびペアとなる振動モードは、
簡単に解るのだろうか。

WN +1 WN +1 + WN
W + ⋅ ⋅ +Wi +1++ ⋅ ⋅ ⋅ + N +1+
kN
k N −1ki

実際には、理論解析を行う必要があり、簡単には求められないが、高次の固有周期および振動モ

WN +1 + ⋅Wi ⋅ +W2
k1
・・・・・（Ⅳ－Ｃ７）

ードは、以下に述べるように、せん断棒の理論解

１次固有周期（T1）は、上記のδの値から、１質有周期（T）と振動モードを示した。また、同図に点系の（Ⅳ－Ｃ６）式と同様に、下式で与えられる。

は、固有周期の逆数である固有振動数（f=1/T）も併

なお、同式のαの値は、建物層数（Ｎ）に対して[]

記した。

⋅⋅⋅ +

よりほぼ推測できる。
図Ⅳ－Ｃ３に、せん断棒の理論解から求めた、固内の値を採用すれば良い。

１次の（T1、f1）に対する高次（j 次）振動の固有周＜N 層建物の１次固有周期＞期および固有振動数（Tj、fj）は、下式で与えられ、

δ F (cm)
・・・・・（Ⅳ－Ｃ８）α［ N = 1：α = 5、N = 2：α = 5.3、N > 3：α = 5.5 ］

実在建物のそれと良く対応している。

T1 =Tj = T1 /(2 ⋅ j − 1)
f j = (2 ⋅ j − 1) ⋅ f1

・・・・・（Ⅳ－Ｃ１１）

ここで、例題として、各層の重量（W）、ばね定

従って、実在建物の振動実験から求めた、１次、

数 （k）を一定とした N 層の建物の１次固有周期

２次、３次等の固有周期が（Ⅳ－Ｃ１１）式と良く対（T1）を求めると、（Ⅳ－Ｃ９）式となり、T1 はほぼ建応していれば、その建物は、せん断変形に支配さ物階数（N）に比例することが解ろう。

れていると言える。

- 139 -

４次

また、各次振動のモードは、せん断棒の場合、正弦波を順次取り出した形となるが、その腹また３次節となる位置等の変形状態は、実在建物の振動モ
ードをほぼ説明している。
上記せん断棒の 1 次固有周期と高さの関係（理２次H論的解）を曲げ棒（図Ⅳ－Ａ８）の場合と以下に比較

１次

すると、両者の性状は大きく異なることが解る。
＜１次固有周期（T1）と高さ（H）の関係＞
せん断棒

：T1∝H

T1∝H
f1∝1/HT2= T1/3
f2= 3･f1

T3= T1/5 T1/7 正弦波と
f3= 5･f1 7･f1 振動モード

曲げ棒：T1∝H2

図Ⅳ－Ｃ３ せん断棒の固有周期、振動数、振動モード

さらに、理論解のせん断棒および曲げ棒の、1(f j /f 1 )次に対する高次（j 次）の固有振動数比を、下式、
図Ⅳ－Ｃ４に対比して示したが、両者も大きく異な

6

曲げ棒

っている。
＜固有振動数（fj）と振動次数（j）の関係＞
f2/f1

f3/f1

f4/f1

せん断棒

3.0

5.0

7.0

曲げ棒

6.3

17.6

せん断棒

4
2

以上、理論解による固有値関係をせん断棒およ（振動次数）
1
2 (j)3
図Ⅲ－Ｃ４ 固有振動比と振動次数0

び曲げ棒の観点から比較、説明してきたが、これらを実在建物の振動実験結果と照らし合わせてみると、実在建物の特徴が種々解ろう。
さらに、上記のせん断系の固有周期関係は、後･･ )Fi =-mi *( ･･Z +xの章で紹介するが、一様な地盤の固有周期、振動モードにも適用される。

xi

Hi

Ⅳ－Ｃ３ Sway、Rocking が固有周期へ与える影響

mi
モデル化

mi
ki-1

MF =ΣFi*Hi

地震時の建物の振動は、前述のように、各建物

KS(t/cm.)の固有周期（固有値）に大きく影響される。一方、

QF=ΣFiθ

実際の建物を考えると、建物、基礎は種々の地盤

KR(tm/rad.)に支持され、これら基礎地盤が建物の固有周期等に影響することも十分推察される。
Z

Ⅳ－Ｃ３.１ 地震時の基礎に作用する力と変形

図Ⅳ－Ｃ５ 基礎に作用するせん断力と転倒モーメント

本項では、先のⅣ－Ｂ６節でも示したが、地震時杭基礎は、せん断力（QF）により水平変形（Sway）、に基礎に作用する力をまず説明しよう。
図Ⅳ－Ｃ５に、杭基礎を例にとり、i 階の変形を

また転倒モーメント（MF）により回転する。後者のxi（cm）とした時の基礎に作用する力関係を示した。

MF により、杭頭には鉛直力が作用し、鉛直変形が各階の慣性力 Fi により、基礎には下式のせん断発生する。
また、上記の固有値は、基礎部に水平ばね（KH）

力（QF）および転倒モーメント（MF）が作用する。

QF = ΣFi M F = ΣFi ⋅ H i ・・・・（Ⅳ－Ｃ１２）と回転ばね（KR）を設置してモデル化し、振動方程式（Ⅳ－Ｂ７.４節）を作成し、解析する必要がある。

- 140 -

Ⅳ－Ｃ３.２ 基礎の Sway、Rocking を伴う

S + R T1

建物の１次固有周期

Fix T1

基礎部に Sway、Rocking を伴う建物の固有周

XS + XR + XF=

XF

S + R T1 =期を解析することは容易ではないが、その１次固（Ⅳ－Ｃ１６）

100
100
=
F (%)
100 − ( S + R )Fix T1

有周期は、先のⅣ－Ｃ２.１項に示した「重力式」を
Ⅳ－Ｃ３.４ 基礎の Sway、Rocking を伴う適用すると、容易に求めることができる。

建物の高次固有周期

各階に、各階の重量（Wi）を水平に作用（建物を真横に倒した時）させた、図Ⅳ－Ｃ６のδF、δS、δR

少し 、高度な内容 、事項に属すると考えられるを求めると、１次固有周期は、基礎固定時の FixT1

が、特に、Rocking 動を伴う系の高次の固有周期は、［（Ⅳ－Ｃ８）式］と同様、下式の S+RT1 で与えられる。

上記 1 次の場合と全く異なる性状を示す。

δ F (cm)Fix T1 =5 .5、 S + RT1 =δ S + δ R + δ F (cm)ⅰ）Sway 動による影響
基礎部の Sway ばね（KS：図Ⅳ－Ｃ５）は、上部柱

5. 5・・・・（Ⅳ－Ｃ１３）のばね （ k i ） と同単位、同方向であるため、基礎

δF：（Ⅳ－Ｃ７）式の基礎固定時の変形（W1：図Ⅳ－Ｃ６）下に Sway ばね（KS）を付加し、そδS：Sway 変形、 δ s = (WN +1 + ⋅Wi ⋅ +W1 ) / K Sの下端を固定とした系に対応する。従って、Sway

δR：Rocking 変形、のみを伴う各次の固有周期は、1 階固定時に比して、伸びることが理解されよう。

δ R = H N +1 ⋅ θ ⇐ θ = ΣWi ⋅ H i / K R
上式より、Sway、Rocking を伴う１次固有周ⅱ）Rocking 動による影響

期は、基礎固定時の値に比して（Ⅳ－Ｃ１４）式のよRocking 動を伴う場合の１次固有周期は、先のうに伸びる。この１次固有周期の伸びは、（δS+（Ⅳ－Ｃ１４）式、（Ⅳ－Ｃ１６）式で与えられるが、２

δR+δF）とδF の比、すなわち、上部構造と基礎

次、３次、・・の高次の固有周期、振動モードは、の剛性比で決定される点に注目されたい。

Rocking 動を無視（KR=∞：図Ⅳ－Ｃ５）した、基礎

δ S + δ R + δ F (cm)

固 定 時 と ほぼ 一 致 す る。 こ の 高 次の 振 動 系 に

S + R T1
Fix T1=

δF・・・（Ⅳ－Ｃ１４）

Rocking 動が関与しないことは、種々の固有値解析例また振動実験例の面から確認されている。

Ⅳ－Ｃ３.３ １次固有周期と Sway、Rocking（％）

以上、基礎部の Sway および Rocking 動が建物

２

前項で、Sway、Rocking による１次固有周期の伸びを示したが、以下には振動実験による振動モの固有値に与える影響を述べてきたが、実在建物の振動性状を考察するときに、大変参考になろう。

ード（各階の振幅比）との関係について紹介する。

のように１次振動モードが得られた場合、最上階

XS XR

δSδR δF (cm)

例えば、固有値解析、振動実験で図Ⅳ－Ｃ７（ａ）
WN+1

における各値に対して、Sway(%)、Rocking(%)を以θSRF 100(%)

R

R

HN+1

XF

θ

θ

（ａ）

（ｂ）

下のように定義している。
Sway (%) =XS
× 100 = S (%)
XS + XR + XF

Wi

ki-1

XS
Rocking (%) =× 100 = R (%)
XS + XR + XF
F (%) = 100 − ( S + R )・・・・・・（Ⅳ－Ｃ１５）

W１

上記最上階の XS、XR、XF の振幅比は、重力式の

θ
δR=HN+1･θδS、δR、δF［（Ⅳ－Ｃ１３）式］の振幅比と対応する
ため、（Ⅳ－Ｃ１４）式は下式のように変換される。

図Ⅳ－Ｃ６ 重力式 図Ⅲ－Ｃ７ S, R を伴う１次振動モード- 141 -

一方、建物の設計で対象になる直接基礎、杭のⅣ－Ｄ 表層地盤も振動体
前章までは、建築物を対象に、地震時の建物の揺れ方、振動方程式、また建物の地震応答を大きく支配するその固有周期について述べてきたが、本章では、建物への入力地震波に関与する表層地
盤の振動の概略について紹介する。

支持層となる良質な地盤を 「 工学的基盤 」 と名付けている。
実際の建物の設計で採用している入力地震動
は、上記の「工学的基盤」での地震動（ZG”）を対象また基準として作成されていると言える。
例えば、直接基礎の入力地震動は ZG” を採用し、杭基礎の入力地震動（INZB”）は、一般に軟弱な表層

Ⅳ－Ｄ１ 地震動と地盤

地盤の振動特性を ZG” に考慮して作成している。

図Ⅳ－Ｄ１に、地震波の震源から地表面に至る

そこで、以下には、建物の設計用入力地震動に伝搬の概略図を、また図Ⅳ－Ｄ２には、地震波の与える表層地盤の影響に主眼を置き、表層地盤の地中における伝搬状況の模式図を示した。

振動特性について述べる。

Ⅳ－Ｄ１.１ 地震波の伝搬

Ⅳ－Ｄ２ 表層地盤の固有周期

地震の発生に伴い、粗密波（縦波：P 波）と横波

表層地盤も、建物と同様に、固有周期（SLT1）を（せん断波：S 波）の実態波が発生する。また、P有する振動体である。従って、表層地盤も、その波の伝搬速度は S 波に比較して早いため、地震が

固有周期が工学的基盤の入力地震動（ZG”）の卓越発生すると 、まず縦揺れを 、その後横揺れを感じ周期に一致すると共振現象を起こし、地表面の地るのである。従って、縦揺れの直後に横揺れがや

震動（ZSL”）は、表層地盤により増幅する。

ってくる地震は近距離地震、また縦揺れと横揺れ

以上 、表層地盤の地震動 （ INZB ”）は 、下式の地震の間が長い場合は、遠方で発生した地震と言える。

動 （ ZG ”） と表層地盤の増幅率 （ βSL ）の 関係で与え上記の P 波は、上方の進行方向に、地盤が圧縮られる。なお、βSL は、同地盤の固有値（T、h）の関－引張、圧縮－引張と変形しながら、また S 波は、数となる。

せん断変形をしながら伝搬する。

IN Z B " =Ⅳ－Ｄ１.２ 地震波の伝搬と設計用地震動

β SL ∗ Z G "・・・・・（Ⅳ－Ｄ１）

Ⅳ－Ｄ２.１ 地震時の地盤は曲げ変形、せん断変形

震源で発生した地震波（Z0”）は、地中深くの極め

図Ⅳ－Ｄ３に、先の（Ⅳ－Ａ４）節でも示したが、て硬質な地層のまでは大きく変化しない。この地

均一な曲げ棒とせん断棒の 1 次振動モードを対比

層を「地震基盤」と名付けている。

して示した。

･･
INZB
･･
ZG

密（圧）

表層地盤
H(Vs)

T

SL 1

･･
ZG

粗（引）

工学的基盤
密（圧）
粗（引）

x

･･
Z0

･･
Z0

震源

地震基盤

粗密波（Ｐ波）伝搬速度：Ｖｐ

せん断波（Ｓ波）
Ｖｓ（ｍ/ｓｅｃ）

図Ⅳ－Ｄ２ 地震波の伝搬

図Ⅳ－Ｄ１- 142 -

ここで、地震時の地盤変形を考察するため、地

G.L

G.L.

盤が曲げ変形した場合を想定すると、地震時の地
表面また地中は、鎖線のように傾斜することになる。このような傾斜は、実際の地震時においてもh発生せず、地表面はほぼ水平を保っている。

hx

上記のことからも、地震時の地盤は、「せん断変形」していることが理解できよう。
曲げ変形(１次：BT1)

Ⅳ－Ｄ２.２ 表層地盤の 1 次固有周期

せん断変形(１次：ＳT1)

図Ⅳ－Ｄ３ 曲げ変形とせん断変形

表層地盤の１次固有周期（SLT1）は、地盤のせん
断波速度 （Vs ） と層厚 （ H ） による （ Ⅳ－Ｄ２） 式で求上記の軟弱な表層地盤の１次固有周期（SLT1）に対して、参考のため、多数の実在建物の振動実験められる。
表層地盤の１次固有周期は、せん断波速度が一定の場合、層厚に比例し長くなり、先の（Ⅳ－Ｃ２）より求めたＳ造建物の１次固有周期 （BT1）と軒高(H)の関係を（Ⅳ－Ｄ５）式に示した。

節で述べた建物の１次固有周期と階数 （ 高さ ） の関係と同一あることが解ろう。

4∗ H
SLT1 =
Vs

・・・・・・（Ⅳ－Ｄ２）

搬する速度で、地盤が硬質になるほど早く、地盤の強度に関係している。なお、地盤のせん断弾性係数（G）は、下式のように、Vs の２乗に比例する。

γg

厚を、都内の最大層厚にほぼ相当する H=25m と仮定すると、表層地盤の１次固有周期は、下記のに示したように、地盤がせん断変形をしながら伝ρ=・・・・・・（Ⅳ－Ｄ５）

ここで、の軟弱表層地盤 ［VS=120(m/sec) ］の層

上記の地盤のせん断波速度（Vs）は、図Ⅳ－Ｄ２

G = ρ ⋅ Vs

BT1 = 0.02 ∗ H (sec)

ようになる。
SLT1 =

4∗ H
4 ∗ 25(m)== 0.83(sec)Vs
120(m / sec)

上記の表層地盤の１次固有周期に相当するＳ造の建物高さを （Ⅳ－Ｄ５）式から逆算すると建物
高さは 41.5m となる。

2

[ g = 980cm / sec 2 ]・・・・（Ⅳ－Ｄ３）

ここで、ρ、γ：土の単位体積質量および重量

従って、軟弱地盤の層厚が 25m 程度の１次固有周期は、１２階程度のＳ造建物の１次固有周期に相当していると言える。

ｇ：重力加速度地盤のせん断波速度（Vs）の目安を以下に示す。
なお、東京れき層が、図Ⅳ－Ｄ１の工学的基盤に相地震時の地盤は、上記の如く、せん断振動する
ため、その高次の固有周期および振動モードは、当する。
軟弱地盤（N<5）：VS=100～120(m/sec)
関東ローム

Ⅳ－Ｄ２.３ 表層地盤の高次固有周期、振動モード：VS=140～150(m/sec)

東京れき層（N>50）：VS=>400(m/sec)

先の（Ⅳ－Ｃ２）節の図Ⅳ－Ｃ３で示したように、下式のせん断棒の解析値で与えられる。

１次固有周期： SLT1 =ここで、軟弱な表層地盤の１次固有周期（SLT1）を、層厚を H(m)、せん断波速度を VS=120(m/sec)
として求めてみると、下式のようになる。
SLT1 =

4∗ H
4 ∗ H ( m)H==
= 0.033 ∗ H (sec)Vs
120(m / sec) 30
・・・・・・（Ⅳ－Ｄ４）

4∗ H
Vs

高（ｊ）次固有周期： SLT j =SLT1（Ⅳ－Ｄ６）(2 ∗ j − 1)以上、表層地盤も、建物と同様にせん断振動体
であり、その１次および高次の固有周期は上式で、また各振動次数の振動モードは正弦波［図Ⅳ－Ｃ３
参照］で与えられる。

- 143 -

いずれにせよ、建物の固有周期（BT1）が表層地

Ⅳ－Ｄ３ 表層地盤＋建物連成系の地震応答
以下には、図Ⅳ－Ｄ４に示すように、工学的基盤（図Ⅳ－Ｄ１参照）に地震波（ZG”）が入力した場合の、表層地盤上の建物の地震応答について考察し盤の固有周期（SLT1）にほぼ一致すると、建物の地
震時の揺れは、入力地震波（INZB”）と共振し、増大することになる。

てみよう。

以上、建物の地震応答には、表層地盤が大きく

まず、工学的基盤における地震波（ZG”）に、表層地盤の固有周期（SLT1）成分が大きく含まれてい影響し、表層地盤の固有値も、建物の場合と同様に、重要な検討要素であることが理解されよう。

るが否かが問題となろう。
もし、地震波（ZG”）に（SLT1）成分が大きく含まれている場合は、表層地盤との共振現象により、建物への入力地震波（INZB”）には、表層地盤の固有周期（SLT1）成分が増幅、卓越する。

B

T1

逆に、地震波（ZG”）に表層地盤の（SLT1）成分が少共振（？）

ない場合、入力地震波（INZB”）は、表層地盤の影響･･
Zをほとんど受けず、工学的地盤の地震波（ZG”）から大きく変化しない。

IN B

表層地盤（SLT1）

さらに、表層地盤の固有周期（SLT1）が建物の固有周期 （ BT1 ） と一致すると、建物は入力地震波（INZB”）と共振減少を起こし、建物の地震応答は非常に大きくなる。

- 144 -

工学的基盤

共振（？）
･･
ZＧ

図Ⅳ－Ｄ４ 表層地盤＋建物の地震応答

＜付 録＞

内藤記念館に現存する振動実験報告書リスト
主なる参考文献- 145 -

＜内藤記念館に現存する振動実験報告書リスト＞
年不明
実１）昭和飛行機工業（株）昭和工場 振動測定報告：東京大学地震研究所
実２）日本加工製紙（株）王子製紙内 振動測定結果報告 早稲田大学建築物振動研究会
実３）古河電気工業（株）横浜電線製造所構内 震動測定結果報告 東京大学地震研究所
実４）VIBRATION TESTS OF A BUILDING IN THE CAMP DRAKE
実５）アメリカ大使館員用アパートメント‘A’の振動試験報告：早稲田大学構築物振動研究会
1950
実６）東京第二電氣通信學園 振動檢測報告：早稲田大学構築物振動研究會、S25.1.30
実７）港電氣通信管理所 振動檢測報告：早稲田大学構築物振動研究會、S25.2.10
実８）浪花電話局 振動検測報告：早稲田大学構築物振動研究会、S25.3
実９）浪花電話局 振動検測報告追加：早稲田大学構築物振動研究会、S25.3
実１０）墨田電話局 振動検測報告：早稲田大学構築物振動研究会、S25.3
実１１）松坂屋銀座店 建築構造調査書：早稲田大学構築物振動研究会、S25.6
実１２）中央電話局（新館）：早稲田大学構築物振動研究会、S25
実１３）中央電話局（旧館）：早稲田大学構築物振動研究会、S25
実１４）立川電気通信管理所 振動検測報告：早稲田大学構築物振動研究会、S25.7
実１５）東京近郊電気通信管理所 振動検測報告：早稲田大学構築物振動研究会、S25.8
実１６）熊谷電報電話局 振動検測報告：早稲田大学構築物振動研究会、S25.8
実１７）本所電話局 振動検測報告：早稲田大学構築物振動研究会、S25.3
実１８）VIBRATION TESTS OF A TANK TOWER：早稲田大学構築物振動研究会、S25.12
実１９）VIBRATION TESTS OF A BUILDING GINZA CAMP DRAKE：内藤、那須、S25.12
1951実２０）三戸電報電話局 振動検測報告：早稲田大学構築物振動研究会、S26.4
1952
実２１）中央電信局、早稲田大学構築物振動研究會、S27
実２２）VIBRATION TESTS OF THE READER`S DIGEST BUILDING IN TOKYO：
早稲田大学構築物振動研究会S27.5
実２３）ディーゼル発電機による発電室及び附近地盤の振動調査報告：早稲田大学構築物振動研究会、S27.6
実２４）FORCED VIBRATION TEST OF BUILDING OF NIHON GAKKI SEIZO CO., TOKYO BRANCH：
早稲田大学構築物振動研究会、S27.6
実２５）日本楽器製造（株）東京支店 振動検測報告：早稲田大学構築物振動研究会、S27.8
1953実２６）VIBRATION TESTS OF APARTMENT "A", AMERICAN EMBASSY STAFF HOUSING：
早稲田大学構築物振動研究会、S28.3
実２７）埼玉銀行京橋支店：早稲田大学構築物振動研究会、S28.3
実２８）東京厚生年金病院 振動検測報告：早稲田大学構築物振動研究会、S28.3
実２９）法政大学大学院研究室 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S28.3
1954
実３０）日本加工製紙（株）王子工場 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S29.11
1955
実３１）天井走行クレーン及び受梁の設計用衝撃荷重に関する研究：早稲田大学 竹内盛雄、S30.1
実３２）不二家工場（川崎市内）の機械振動調査並に防振装置の設計：早稲田大学構築物振動研究会、S30.5
実３３）第一相互生命ビル（京橋） 構造強度調査書：早稲田大学構築物振動研究会、S30.6
実３４）日本専売公社名古屋地方局既設建物の振動調査報告、早稲田大学構築物振動研究会、S30.10
1956実３５）國策パルプビル 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S31.6
実３６）共立講堂 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S31.7
実３７）名鉄ビル振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S31.11
実３８）鋼製煙突 強制振動実験概要：三菱造船（株）、S31.12.6
1957
実３９）早雲閣ホテル新館に於ける梁試験報告：早稲田大学構築物振動研究会、S32.3
実４０）東京ガス豊洲工場高圧圧縮機械基礎振動実験報告：早稲田大学 竹内盛雄、S32.5
実４１）三井倉庫（大阪市、土佐堀）振動試験結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S32.5- 146 -

実４２）神戸新聞会館 振動試験結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S32.5
実４３）通天閣（大阪） 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S32.5
実４４）平和生命ビル振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S32.8
実４５）第一相互生命ビルに於ける振動試験結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S32.12
1958実４５）新潟日本軽金属工場 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S33.2
実４６）名古屋造船所溶接工場 ヤードクレーン架構 振動測定報告書：早稲田大学構築物振動研究会、
実４７）東京芝浦電氣（株）堀川町工場 建築構造調査書：早稲田大学構築物振動研究会、S33.3
実４８）名古屋造船所溶接工場 ヤードクレーン架構 振動測定報告書：早稲田大学構築物振動研究会、S33.3
実４９）銀座三越 振動試験結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S33.5
実５０）東京建物ビル 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S33.5
実５１）名鉄ビル 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S33.5
実５２）東海銀行中支店ビル 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S33.5
実５３）日本貿易館（日本橋） 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S33.6
実５４）上野松坂屋旧館 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S33.7
実５５）建物の振動調査 実例：早稲田大学構築物振動研究会、S33.7
実５６）東京会館 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S33.9
実５７）秀和ビル 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S33.9
実５８）VIBRATION TESTS OF SENNARI BUILDING：早稲田大学構築物振動研究会、S33.10
実５９）近三ビル 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S33.11
実６０）鋼製円筒殻によるCalder Hall 型動力炉々中心部の耐震補強法に関する実験的研究：
早稲田大学 内藤研究室、S33.12
実６１）日本軽金属構内 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S33.12
1959
実６１）東芝鶴見工場第９０号館 実験結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S34.1
実６１）日本紙業ビル 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S34.2
実６２）東海村ＪＲＲ－２建屋 振動測定結果報告：東京大学地震研究所 那須信治、S34.5.5
実６３）ROCKING OF THE REACTOR BUILDING J.R.R.-2 AT TOKAI-MURA：N.NASU 、S34.5.15
実６４）日本橋第百生命保険相互会社 建築躯体の調査報告：早稲田大学構築物振動研究会、S34.6.27
実６５）東芝鶴見工場第９号館 実験結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S34.8
実６６）名古屋精糖東京工場建屋 躯体の調査報告：早稲田大学構築物振動研究会、S34.9.21
実６７）三和銀行（大手町）建物 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S34.9
実６８）名古屋精糖株式会社小松川工場 構造調査書：早稲田大学構築物振動研究会、S34.10
実６９）楔方式炉心構造の耐震性に関する実験：日本原子力発電所株式会社（内藤研究室実験）、S34.10
実７０）日本貿易館振動測定（再測）結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S34.10
1960
実７１）VIBRATIONAL CHARAACTERISTICS OF THE TOKYO-TOWER：
早稲田大学構築物振動研究会、S35.2
実７２）日本興業銀行本店 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S35.2
実７３）VIBRATION TESTS OF THE TOKYO-TO GOVERNMENT BUILDING ：早稲田大学構築物振動研究会、S35.2
実７４）平和生命ビル第二回振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S35.3
実７５）日本軽金属事務所・研究所 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S35.7
1961実７６）新和泉町変電所 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S36.3
実７７）日本アスベストビル 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S36.3
実７８）＊東海銀行本店建物 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S36.8
実７９）＊出光興産ＫＫ本社建物 振動試験結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S36.10
1962実８０）Construction and Vibrational Characteristics of the Tokyo Tower：
T.Naito, N.Nasu, M.Takeuchi, G.Kubota、早稲田大学理工学研究所報告第１９輯、S37.3
実８１）＊上野ツーリストホテル 振動測定並にコンクリートの強度及び中性化試験結果報告：
早稲田大学構築物振動研究会、S37.4
実８２）コークス炉に関する実験的研究報告：早稲田大学構築物振動研究会、S37.4- 147 -

実８３）＊日本不動産銀行名古屋支店建物 振動実験報告：早稲田大学構築物振動研究会、S37.8
実８４）＊守谷ビル（東京駅八重洲口）建物 振動実験報告：早稲田大学構築物振動研究会、S37.9
実８５）＊古室ビル（東京駅八重洲口）建物 振動実験報告：早稲田大学構築物振動研究会、S37.9
実８６）国鉄川崎給電所内タービン架台の振動に関する研究（予備実験）：早稲田大学構築物振動研究会、37.10
1963実８７）＊日清紡績株式会社本社ビル建物 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S38.3
実８８）東京タワーの建設と振動性状（和訳）：内藤多仲、那須信治、竹内盛雄、窪田吾郎、S38
実８９）＊東芝商事ビル 調査報告：早稲田大学構築物振動研究会、S38.3
実９０）＊住友銀行名古屋支店 振動実験結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S38.4
実９１）＊吉池ビル（増・改築前） 振動実験結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S38.5
実９２）＊東電山梨支店内建物 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S38.11
実９３）＊日軽アルミ社製品 高速度道路用照明灯ポール振動実験報告書：
早稲田大学構築物振動研究会、S38.11
実９４）＊都営（足立区内）アパート 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S38.11
1964実９５）＊神田Y.M.C.A会館振動測定並びにコンクリート強度、中性化等の試験結果報告書：
早稲田大学構築物振動研究会、S39.2
実９６）＊正進社ビル調査報告：早稲田大学構築物振動研究会、S39.5
実９７）＊牛込公会堂建物 綜合構造調査 報告書：早稲田大学理工学研究所、S39.6
実９８）＊東海銀行本店建物 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S36.8
実９９）＊日生ビル 振動試験結果報告書：早稲田大学構築物振動研究会、S39.9
実１００）国策パルプビルの常時微動測定（概報）：早稲田大学構築物振動研究会、S39.12
実１０１）＊国策パルプビルの振動性状に関する調査報告書：早稲田大学構築物振動研究会、S39.12
実１０２）Vibroによる地盤振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S39.12
1965
実１０４）＊熱海第一ビル工事現場 杭打ちによる地盤振動および騒音測定調査報告：
早稲田大学理工学研究所、S40.7.10
実１０５）＊早稲田中学・高校講堂 振動試験（コンクリート強度試験・コンクリート中性化試験）結果報告書
早稲田大学理工学研究所、S40.12
実１０６）＊吉池ビル増・改築後の振動試験結果報告書、早稲田大学構築物振動研究会、S40.12
1966
実１０７）REPORT ON LOAD TEST (At the site of American Embassy, Tokyo)：早稲田大学理工学研究所、S41.2.26
実１０８）＊新生ビル 構造診断・補強検討報告書：早稲田大学理工学研究所、S41.9
実１０９）＊新宿区役所建物 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S41.12
1967
実１１０）＊唐ヶ崎電話局 振動実験報告書：早稲田大学 竹内研究室、S42
実１１１）＊日本鋼管Ｋ．Ｋ．川崎製鉄所内第四跳開橋第５号橋脚の振動調査結果：
早稲田大学構築物振動研究会、S42
実１１２）＊早稲田大学文学部研究棟 振動実験報告書：早稲田大学理工学研究所耐震研究部会、S42
実１１３）＊内山ビル 構造診断報告書：早稲田大学理工学研究所、S42.3
実１１４）＊早稲田大学理工学部第一号館の振動性状：早稲田大学理工学研究所耐震研究部会、S42.8
実１１５）＊新大阪ビル 常時微動測定結果報告書：早稲田大学構築物振動研究会、S42.10
1968
実１１６）＊名古屋商工会議所ビル 振動試験報告書：早稲田大学理工学研究所、S43.2
実１１７）＊名鉄バスターミナルビル 振動試験報告書：早稲田大学理工学研究所、S43.5
実１１８）＊第２回 東京タワー 振動実験報告書：早稲田大学理工学研究所、S43.6
実１１９）＊日本住宅公団飯島団地 異種の基礎工法の地震時挙動に関する研究：早稲田大学理工学研究所、43.7
実１２０）＊東急建設有馬独身寮 振動実験報告書：早稲田大学理工学研究所、S43.8
実１２１）＊中日新聞社（名古屋） 輪転機による振動の測定結果：早稲田大学理工学研究所、S43.10
1969実１２２）＊日本住宅公団高蔵寺団地の地盤および建物の振動調査：早稲田大学理工学研究所、S44.5
実１２３）＊東京ガス根岸工場ボイルオフガス圧縮機 振動実験報告書：早稲田大学理工学研究所、S44.7
実１２４）＊東亜会館 振動実験報告書：早稲田大学理工学研究所、S44.7- 148 -

実１２５）＊第２回 通天閣（大阪） 振動測定結果報告：早稲田大学構築物振動研究会、S44.11
実１２６）＊東京電力株式会社鹿島変電所 振動実験報告書：早稲田大学理工学研究所、S44.11.29
1970
実１２７）＊明宝ビル立体駐車場の振動測定および地震応答解析報告書：S45.4
1971
実１２８）＊東レ株式会社三島工場 機械架台振動試験結果報告書：早稲田大学理工学研究所、S46.2
実１２９）＊沈埋管の振動実験報告書：沈埋管耐震委員会（理工学研究所/東海大学土木工学科/日本鋼管）、46.11
実１３０）＊日本電信電話公社王子マルチ局新築工事 鋼矢板打ち込みに際しての振動および騒音実態調査報告：早稲田大学理工学研究所、S46.12
1972
実１３１）＊構造物の振動実験および解析報告書：早稲田大学理工学研究所、S47.3
実１３２）＊ユニ・テックビルの振動調査：早稲田大学理工学研究所、S47.11
実１３３）＊都営住宅西台団地（仮称）の振動測定に関する調査報告書：早稲田大学理工学研究所、S47.12
1973
実１３４）＊模型建物基礎の振動実験と解析：早稲田大学理工学研究所、S48.2
1976
実１３５）＊ＳＡＰ搆法による住友金属工業株式会社十余二社宅振動調査報告書：早稲田大学理工学研究所、S51.6
実１３６）＊新潟市庁舎耐震診断 報告書：（株）佐藤武夫設計事務所、S51.8（別冊）1979
実１３７）＊既存８階連壁式住棟の振動実験及び解析：早稲田大学理工学研究所、S54.10
1980
実１３８）＊イトーヨーカ堂大山店 第１回振動実験報告書：早稲田大学理工学研究所、S55.4
実１３９）＊アーバン振動実験報告書：早稲田大学理工学研究所、S55.10
1981
実１４０）＊イトーヨーカ堂大山店 第２回振動実験報告書：早稲田大学理工学研究所、S56.1
実１４１）＊建物の振動実験：早稲田大学理工学研究所、S56.4
実１４２）＊日産ディーゼル宮原住宅 振動実験報告書：早稲田大学理工学研究所、S56.10
1984
実１４３）＊武里団地６－２６号棟振動実験：早稲田大学理工学研究所、S59.2
1985
実１４４）＊タワープラザ、５Ｆスラブの沈下および振動測定結果：早稲田大学理工学研究所、S60.7
実１４５）＊第２回タワープラザ、５Ｆスラブの沈下および振動測定結果：早稲田大学理工学研究所、S60.8
1986
実１４６）＊スリップ防止マットのすべり止め効果試験：早稲田大学理工学研究所、S61.10
1987
実１４７）＊ＣＱ実験棟の振動実験報告書：早稲田大学理工学研究所、S62.8
1992
実１４８）＊新橋・佐藤ビル振動実験結果報告書：早稲田大学理工学研究所、H4.2
実１４９）＊早稲田大学理工学部新棟地下1階の交通振動測定結果報告書：早稲田大学理工学研究所、H4.4
1993
実１５０）＊大日本土木市ヶ尾免震独身寮 振動実験報告書：早稲田大学理工学研究所、H5.2
実１５１）＊大日本土木市ヶ尾免震独身寮 彈性波速度検層測定結果報告書：早稲田大学理工綜研、H5.4
1997
実１５２）＊高松市庁舎 常時微動測定結果報告書：早稲田大学理工学綜合研究センター、H9.2（＊印：風間が、実験に参加し、主としてデータ整理を行った振動実験：1961年以降）- 149 -

＜主なる参考文献＞
文１）Naito T., Nasu N., Takeuchi M. and Kubota G. ;Vibration Test of the Naito Memorial Laboratory of Earthquake Engineering of Waseda University,
早稲田大学理工学研究所報告、第２２輯、1963.3
文２）竹内、古藤田、風間、森岡：
異種基礎を有する建物の振動性状（その１）、日本建築学会大会学術講演梗概集、pp.651-652、1969.8
竹内、古藤田、風間、森岡：
異種基礎を有する建物の振動性状（その２）、日本建築学会大会学術講演梗概集、pp.653-654、1969.8
文３）竹内、古藤田、風間、青山：
実在建物の振動実験結果による剛性評価（ロッキング動を考慮した場合）、
日本建築学会大会学術講演梗概集、pp.665-666、1976.10
文４）竹内、古藤田、木村、田原、風間、森岡：
唐ヶ崎電話局の振動実験結果、日本建築学会論文報告集、号外、p210、1967.10
文５）竹内、古藤田、高橋、風間、関根：
Ｔ.Ａ.ビルの振動実験、日本建築学会大会学術講演梗概集、pp. 715-716、1969.8
文６）竹内、風間、中鉢：“Ｋ”大変電所の振動実験、日本建築学会大会学術講演梗概集、pp.407-408、1970.9
文７）猪野、竹原、風間、山田、跡部、加藤：
免震建物の地震応答解析、第１８回三大学院、pp.37-38、1994.3
竹原、風間、猪野、山田：
免震建物の地震時挙動（その２：２方向同時入力による応答解析）、第１９回三大学院、pp.13-14、1995.3
文８）Nasu, N., Takeuchi, M, Kotoda, K. & Kazama, S.：
Vibrational Characteristics of Building No.1 of the Faculty of Science and Engineering, Waseda University
as Determined Experimentally、早稲田大学理工学研究所報告、第４４輯、pp.1-14、1969.5
竹内、那須、風間：早稲田大学理工学部１号館の振動実験、コンクリートジャーナルVol.７，No.8、pp.1-12、1969.8
文９）那須、竹内、風間：
大阪通天閣の第２回振動実験、日本建築学会大会学術講演梗概集、pp.411-412、1970.9
文１０）那須、竹内、古藤田、風間：
東京タワーの第２回振動実験、日本建築学会大会学術講演梗概集、pp.713-714、1969.8
文１１）那須、竹内、古藤田、風間、横田、箕輪：
地盤の影響を受ける構造物の振動性状（１. 地盤の振動性状）、
早稲田大学理工学研究所報告、第５５輯、pp.9-18、1972.9
竹内、古藤田、風間、箕輪、許斐：
地盤の影響を受ける構造物の動性状（２．連結基礎の振動実験）、
早稲田大学理工学研究所報告、第６１輯、pp.5-11、1973.9
Takeuchi, M., Kotoda, K. & Kazama, S. ：Vibrational Characteristics of the Structure Influenced by the Ground.
Proceedings of 5th World Conference on Earthquake Engineering, pp.2598-2601, 1973.6
文１２）早稲田大学理工学研究所、八幡製鐵株式会社：
日本住宅公団、大島四丁目市街地住宅･鋼ぐい試験報告、1968.1
文１３）Nasu, N., K., Kazama, S., Morioka, T. & Tamura, T.：
Vibration Test of Underground Pipe with a Comparatively Large Cross-Section.
Proceedings of 5th World Conference on Earthquake Engineering, pp.583-592, 1973.6
文１４）日本建築学会：建築構造物の振動実験、1978.12- 150 -