ISSN 2432-1818

三井住友建設技術研究開発報告
TECHNICAL RESEARCH REPORT OF
SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTION

No.18 2020

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三井住友建設技術研究開発報告第18号【論文・報告】
タイトル

No.

執筆者

概要

論文

1

GFRPロッドを用いた超高耐久壁高欄の開発

狩野 武
内堀 裕之
藤岡 泰輔
三加 崇
永元 直樹

1

11

2

超高耐久床版と鋼桁の接合部の構造的性能及び施工性の検証（英文）

ランコス チャミラ クマラ
狩野 武
内堀 裕之
永元 直樹

2

17

3

パイプクーリング水温自動制御装置の適用

䑓 哲義
樋口 正典
伊藤 篤
竹之井 勇

3

23

4

超低収縮高強度繊維補強コンクリートの基礎的性質

佐々木 亘
恩田 陽介
松田 拓

4

29

5

人工軽量細骨材を使用した低環境負荷型・超低収縮高強度コン
クリートの各種性状

峯竜一郎
坂本 遼
松田 拓
菅谷 泰之
若林 信太郎
横山 徹

5

33

6

生分解性プラスチックを用いた改良土の基礎的研究と建設資材としての適用（英文）ダヤニ サンジーワニ
程塚 保行
高橋 直樹

6

39

7

損傷制御型トラス梁の変形性能に関する研究

大圖 友梨子
江頭 寛
山田 哲也
川島 学
小坂 英之
佐藤 紘
古山 由佳
宮口 大

7

45

8

橋梁および建築構造物のリアルタイム地震モニタリングシステム（英文）

ホアン チョン クエン

855

地震時損傷モニタリングデータを用いたベイズ推定による建物損
傷評価

山田 哲也
江頭 寛
内堀 裕之

9

65

10

75

9

内堀 裕之
永元 直樹

チャイモンコン チャナナン

10

執務室レイアウトがスプリンクラー配管の耐震性能に及ぼす影響【社外発表論文一覧】

矢ヶ﨑 啓介79

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TAKESHI KARINO HIROYUKI UCHIBORI TAISUKE FUJIOKA
TAKASHI SANGA NAOKI NAGAMOTO
Key Words㸸Precast bridge barrier, GFRP, Ultra-high durable, Collision test

Technical Research Report of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTIONឬ᭗᎑ʁ࠿༿ƱᥟఐƷ੗ӳᢿƷನᡯႎࣱᏡӏƼ଀߻ࣱƷ౨ᚰȩȳǳǹ ȁȣȟȩ ǯȞȩ ཮᣼ ന ϋ‫ ؗ‬ᘽʂ ൨Ψ Ⴚ೔ǭȸȯȸȉᲴ᎑ʁࣱŴ໯ӓ጑ȢȫǿȫŴឬ᭗᎑ʁࣱ࠿༿Ŵ੗ӳᢿŴǹǿȃȉ 

OBJECTIVE

Considering the recent increase in highway

design load wasbridge deck replacement projects in Japan, an

studied as well.

ultra-highdurableslab,“Dura-Slab”,

haddeveloped. A joint system between Dura-Slaband girders was proposed to avoid deck
penetrating openings and additional rein-

Slab to girder joint

forcement in the deck around the joint. Joints
were proposed with steel shear studs, holed
steel angles and steel bolts and structural andconstruction

qualitywerestudiedexperi-Fig. 1. Dura-Slab structure and the joint

mentally. Factor of safety of joints against the
SUMMARY

Fig. 2. Conventional (case-0) and proposed joint test specimenswas

experimented as shown in Fig. 2 Construction

investigated by conducting standard pushout

quality was investigated by cutting several

tests. Seven test cases including a conventional

specimens of Case-1, 4, 5 and observing the

joint

mortar injection quality.

Performance

and

six

of

new

proposedjoint

jointsvariations

were

RESULTS

The proposed joints except the bolted joint inExperimental load capacity of stud joints

Case-6 showed superior structural behavior

showed an ample factor of safety against

than the conventional joint as shown in Fig. 3.

calculated design loads.

The failure mode of the new joints was notgoverned by the concrete failure, hence theprovision of additional reinforcement deemed
unnecessary while the effect of transverse prestressing may not affect the joint load capacity.
Construction quality was considered to be

Fig. 3. Experimental results

satisfactory according to the cutting results.

Structural and Construction Verification of an Ultra-High Durable Deck Slab to
Girder Joint
CHAMILA KUMARA RANKOTH TAKESHI KARINO HIROYUKI UCHIBORI NAOKI NAGAMOTO
Key Words㸸Durability, No shrinkage mortar, Dura-slab, Joint, Stud

Technical Research Report of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTIONȑǤȗǯȸȪȳǰ൦ภᐯѣСࣂᘺፗƷᢘဇ⁗ Ջ፯ ಿӝ ദχ ˙ᕲ ሶ ᇦʂʟ џǭȸȯȸȉᲴȑǤȗǯȸȪȳǰᲦᐯѣСࣂᲦȞǹǳȳǯȪȸȈᲦภࡇƻƼлǕᲦภࡇᚐௌ

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Application of Automatic Control Device in Pipe Cooling
AKIYOSHI DAI MASANORI HIGUCHI ATUSHI ITO ISAMU TAKENOIKey Words㸸Pipe cooling㸪Automatic control㸪Massive concrete㸪Thermal crack㸪Thermal analysis

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ưƋǓᲦҥˮ൦᣽Ǜ 155 kg/m3 ƴถơǔƱ SP Ǜ
3.5%Ǉư‫ف‬ьƞƤƯǋǹȩȳȗȕȭȸƸ‫ٻ‬ƖƘ˯ɦƢǔŵƜǕƴ‫ݣ‬ƠƯ FNS-MFS ǷȪȸǺưƸ SP ƕ

2.5

700

3.0

500

3.5

400

CS-MS
CS-MFS
FNS-MFSૠ‫܌‬ƸSP̅ဇ᣽ [Bg%]200ƠᲦҥˮ൦᣽Ǜ 135 kg/m3 ǇưถơƯǋᲦ᭗ƍ්ѣ

95

115 135 155 175 195ҥˮ൦᣽ᲦW [kg/m3]ࣱǛ̬ਤưƖǔŵ‫׋‬-2 Ƹᐯࠁӓ጑ƻƣǈƷย‫ܭ‬ኽௐ

0

28

56

84

0

2.8

600

300

2.5%ưƋƬƯǋǹȩȳȗȕȭȸƷ͌Ƹ‫ٻ‬ƖƘોծ

200

2.5

ᧈƞ‫[ ྙ҄٭‬g10-6]ǹȩȳȗȕȭȸ [mm]kg/m3ᲦSP=Bg3.0%ưǋǹȩȳȗȕȭȸƸ 570 mm

MS ǷȪȸǺƷ 1/2 ˌɦưƋǓᲦҥˮ൦᣽ƕ‫ݱ‬ƞƘ

2.5

800

ƴǑǔᣐӳ (CS-MS ǷȪȸǺ)ưƸҥˮ൦᣽ 175

ưƋǔŵFNS-MFS ǷȪȸǺƷᐯࠁӓ጑ƻƣǈƸ CS-

ද൦ƔǒƷኺᢅ଺᧓ [ଐ]900ƬƨŵƢƳǘƪᲦ‫׋‬-1 ƴᅆƢǑƏƴᲦɟᑍႎƳ஬૰

-200
-400
-600
-800

-1000

CS-MS175
CS-MFS155
FNS-MFS155

CS-MS155
FNS-MFS175
FNS-MFS135‫׋‬-1 ҥˮ൦᣽Ʊǹȩȳȗȕȭȸ ‫׋‬-2 ᐯࠁӓ጑ƻƣǈƷ᧙̞

Fundamental Properties of Ultra-low Shrinkage and High-strength Fiber Reinforced
Concrete
WATARU SASAKI YOUSUKE ONDA TAKU MATSUDA
Key Words㸸Short fiber, High-strength, Autogenous shrinkage, Supplementary cementitious materials,
Ferronickel Slag sandTechnical Research Report of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTIONʴ߻᠉᣽ኬᭌ஬Ǜ̅ဇƠƨ˯࿢‫ؾ‬᝟ᒵ‫׹‬ȷឬ˯ӓ጑᭗ࢍࡇǳȳǯȪȸȈƷӲᆔࣱཞ޺ ᇕɟᢹ ‫ק‬ஜ ᢢ ௅ဋ ਏ ᓌ᜿ ඲ʂ ᒉ௎ ̮‫ٽ‬ᢹ ್‫࣋ ޛ‬ǭȸȯȸȉᲴ᭗ࢍࡇǳȳǯȪȸȈᲦʴ߻᠉᣽ኬᭌ஬Ღ˯࿢‫ؾ‬᝟ᒵᲦҥˮ൦᣽Ღ‫ן‬጑ࢍࡇᲦӓ጑ƻƣǈƴʴ߻᠉᣽ኬᭌ஬Ǜ̅ဇƠƨᛦӳவˑƴƓƚǔӲᆔƷ᧏ႆǛႸႎƱƢǔǋƷưƋǔŵឬ˯൦ኽӳ஬ൔவࣱཞƷᄩᛐǛᘍƬƨŵˑɦƴƓƍƯҥˮ൦᣽ǛᡫࠝǑǓǋ˯ถƢǔƱƱǋ ǳȳǯȪȸȈƷᛦӳவˑƸᲦ൦ኽӳ஬ൔǛ 18.0%Ღ
ҥˮ൦᣽ 130kg/m3Ღኽӳ஬Ƹ୍ᡫȝȫȈȩȳȉǻ
ȡȳȈᲦ᭗໐ǹȩǰࣇብ஛ᲦǷȪǫȕȥȸȠƷ 3 ঺ЎኒᲢឋ᣽ൔư 38Ჴ52Ჴ10ᲣƱƠƨŵኬᭌ஬ྙƸ
47.5%ƱƠᲦኬᭌ஬ƱƠƯҾ૰ƕᐔࢌࣱ᪫‫ޥ‬Ʒʴ߻᠉᣽ኬᭌ஬Ʊᄒឋჿ‫ޥ‬ᄃჿƷ 2 ᆔ᫏Ǜ̅ဇƠƨŵᚾ᬴᪮ႸƸᲦȕȬȃǷȥᚾ᬴Ღ‫ן‬጑ࢍࡇᚾ᬴Ღӓ጑ย‫ܭ‬ƱƠƨŵ‫ן‬጑ࢍࡇᚾ᬴ƴƭƍƯƸᲦ᫱ဃவˑ
ƸᲦ൦ɶ᫱ဃƱ൦Ў̓ዅƷƳƍ᫱ဃவˑƱƠƯ 90é‫ݥ‬Ɣǜ᫱ဃᲦ20é‫ݥ‬Ɣǜ᫱ဃƷ 2 ൦แᲦ൦Ўƕ᡹૝Ƣǔ᫱ဃவˑƱƠƯ஬ᱫ 7 ଐǇư‫ݥ‬Ɣǜ᫱ဃƱƠᲦ

160

160

7dryᮦ㱋106᪥ᅽ⦰ᙉᗘ㸦N/mm²㸧ǔƜƱƷưƖǔ˯࿢‫ؾ‬᝟ᒵ‫׹‬Ƴ᭗ࢍࡇǳȳǯȪȸȈ

20℃封かん養生材齢105日圧縮強度（N/mm²）ƴᲦǻȡȳȈƷ 6 лᆉࡇǛиငཋưፗ੭ƠᲦኬᭌ஬90℃-封 かん養生材齢７日圧縮強度（N/mm²）ஜᄂᆮƸᲦᐯࠁӓ጑Ʊʑ༞ӓ጑ƷƍƣǕǋ˯ถƢ

20℃ 封かん養生

140

120

100

80
80
100
120
140
160
水中養生材齢91日圧縮強度（N/mm²）

90℃封かん養生

140

160
7dry㣴⏕

140

120

100

80

80
100
120
140
160
Ỉ୰㣴⏕ᮦ㱋91᪥ᅽ⦰ᙉᗘ㸦N/mm²㸧

W130-LWS

W130-LWS-PP

W140-LWS

W130-LWS-SP2

W130-HS

W130-HS-PP

120

䚽䠖LWS
䕕䠖HS

100

80
80
100
120
140
160
水中養生材齢91日圧縮強度（N/mm²）ƦƷࢸൢɶ᫱ဃᲢ7dryᲣƷᚘ 4 ൦แƱƠƨŵ‫׋‬-1 ᫱ဃவˑƱ‫ן‬጑ࢍࡇƷ᧙̞(3) ᩺࢐ࣱ̞ૠƸᲦɟᑍႎƳ᭗ࢍࡇǳȳǯȪȸȈƱஜᄂᆮƷኽௐᲦˌɦƷჷᙸǛࢽƨŵ(1) ɟᑍႎƳᄒឋჿ‫ޥ‬ᄃჿǛဇƍƨ‫ئ‬ӳƴൔǂƯ‫ݲ‬ӷሁƷ͌ǛᅆƠƨŵ(4) ɟᑍႎƳᄒឋჿ‫ޥ‬ᄃჿǛဇƍǔƱಊǊƯ‫ٻ‬ƖƳƳƍ҄‫ܖ‬ฆԧдƷชь᣽ưǹȩȳȗȕȭȸƕ
70cm ǛឬƑǔǳȳǯȪȸȈǛᙌᡯưƖǔŵᐯࠁӓ጑ࣱཞǛᅆƢŵƜƷƱƖᄒឋჿ‫ޥ‬ᄃჿǛ(2) ኬᭌ஬Ǜʴ߻᠉᣽ኬᭌ஬ƱƠƨǳȳǯȪȸȈƷʴ߻᠉᣽ኬᭌ஬ƴፗƖ੭ƑǔƱᲦӓ጑ƕᓸƠƘ˯ถƞǕǔŵ

‫ן‬጑ࢍࡇƸᲦ൦Ў̓ዅƷஊ໯ƓǑƼ൦Ў᡹૝ƴ
200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500
-600
-700
-800
-900
-1000

཰⦰ࡦࡎࡳ㸦10-6 㸧཰⦰ࡦࡎࡳ㸦10-6 㸧Ǒǔࢨ᪪ƕ‫ݲ‬ƳƔƬƨŵ

཰⦰

0

1

2

3
4
5
ᮦ㱋㸦᪥㸧

6

7

200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500
-600
-700
-800
-900
-1000

W130-LWS
W130-LWS-SP2
材齢7日から気中養生（20℃60%RH）

W140-LWS
W130-LWS-PP
W130-HS
W130-HS-PP

཰⦰

0

50
ᮦ㱋㸦᪥㸧

100

‫׋‬-2 ӓ጑ƻƣǈย‫ܭ‬ኽௐProperties of Low Environmental Impact and Ultra-low Shrinkage High-strength
Concrete Using Artificial Lightweight Fine Aggregate
RYUICHIRO MINE RYO SAKAMOTO TAKU MATSUDA YASUYUKI SUGAYASHINTARO WAKABAYASHI TORU YOKOYAMAKey Words㸸High-strength concrete, Artificial lightweight fine aggregate, Low environmental impact,
Unit water content, Compressive strength, Shrinkage

Technical Research Report of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTIONဃЎᚐࣱȗȩǹȁȃǯǛဇƍƨોᑣ‫ם‬ƷؕᄽႎᄂᆮƱ࡫ᚨ᝻஬ƱƠƯƷᢘဇࣱȀȤȋ ǵȳǸȸȯȋ ᆉ‫̬ ش‬ᘍ ᭗೛ Ⴚ೔ǭȸȯȸȉᲴဃЎᚐࣱȗȩǹȁȃǯᲦɟ᠆‫ן‬጑ࢍƞᲦ‫̞࢟٭‬ૠᲦǻȡȳȈોᑣ‫ם‬OBJECTIVE
Finer percentage 䠄%䠅

The behavior of mechanical properties in the
improved soil using biodegradable plastic andthefactorsthatareaffecting

them

at

construction stage were studied. Further its
applicability as a construction material was
discussed.

100
80
60

Plastic
sand

40
20
0
0.01

0.1
1
Particle size (mm)10Fig. 1. Particle size distribution

SUMMARY

A series of unconfined compression tests was

specimens were prepared by changing the

conducted on the specimens (I=50 mm, h=100

heating duration 60, 90, 120, 140, 170 and 260mm) which were prepared by improved silica

minutes while keeping the plastic content assand using biodegradable plastic (Fig.1.) under

30 %. In both cases similar heating rate wastwo cases as case A and B. In case A, specimens

used. The obtained results of case A were

were prepared by changing plastic content ascompared with the results of cement treated

5, 7, 10 and 30 % while keeping the heating

sand

duration as 130 minutes. In case B, theconstruction material.

for

discussing

itsapplicability

as a

RESULTS Unconfined compressive strength (qu) was

Fig.4. that the biodegradable plastic performs

depended on the plastic content and thewell, as well as the cement treated sand and it

heating duration while secant modulus (E50) was

is promising as an applicable construction

depended only with the plastic content asmaterial.

shown in Fig.2. and Fig.3. It was understood from

20

8000

E50

6000

15

4000

10

2000

5
0

0

20
40
Plastic percentage (%)

Fig. 2. Results-case A

0

30

10000

5.0

25

8000

4.0

6000

3.0

4000

2.0

2000

1.0

0

0.0

20
15
10
5
0

qu
E50

0

qu avg
E50 avg

100
200
300
Heating duration(minutes)

Fig. 3. Results-case B

E50(MPa)
strength,qu (MPa)qu

E50 (MPa)
strength,qu (MPa)strength,qu (MPa)25

Plastic
Cement-7d
Cement-28d

0
5
10
15
Cement/ Plastic content䠄䠂䠅

Fig. 4. Comparison withcemented sandFundamental Study on the Improved Soil Using Biodegradable Plastic and its
Applicability as a Construction Material
DAYANI SANJEEWANI YASUYUKI HODOTSUKA NAOKI TAKAHASHI
Key Words㸸Biodegradable plastic, Unconfined compressive strength, Secant modulus, Cement treated sandTechnical Research Report of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTION

損傷制御型トラス梁の変形性能に関する研究
大圖 友梨子

江頭 寛

山田 哲也

川島 学

小坂 英之

佐藤 紘

古山 由佳 宮口 大

キーワード：座屈拘束部材，損傷制御，塑性変形能力，必要補剛剛性

著者らは，座屈拘束部材を用いて塑性変形能力を期待した損傷制御型トラス梁（図-1）を提案し，その耐力および変形性能に関する研究を行っている。
本報では，損傷制御型トラス梁の変形能力を確保す
るために必要な補剛の評価方法と塑性時の個材の応力状態を検討するために実施した加力実験の結果に
図-1

試験体はスパン 9m の片持ち梁状のトラス梁

2000
固定端

TRUSS4，TRUSS5，TRUSS6 の 3 体である。いずれの

2000
上弦材

設けた。TRUSS6 は，TRUSS4，TRUSS5 の約 2 倍の塑

座屈拘束部材性化部長さの座屈拘束部材を用いた。TRUSS4 は十分

ヒンジ領域に剛な補剛を用いるが，TRUSS5 および TRUSS6 は鋼

1500

l=9000
2000

2000

1000

斜材

束材

試験体も座屈拘束部材を下弦材の固定端側最端部に損傷制御型トラス梁の一例

1500

+
－P

1250

ついて報告する。

下弦材
表面(a) TRUSS4，TRUSS5
l=9000
2000
2000

：補剛位置
2000

1250

構造限界状態設計指針が示す圧縮材の曲げ座屈補剛+－Pの必要補剛剛性を準用した補剛とした。トラス梁の端部を反力壁に固定し，1000kN 油圧ジャッキを用表面(b) TRUSS6

ヒンジ領域

いて鉛直方向に正負交番の漸増載荷を行った。

図-2

本研究で得られた知見を以下に示す。

試験体形状

150

・ いずれの試験体も，安定した履歴曲線を描き，ヒP (kN)
97.3kN100

ンジ領域の個材の降伏がトラス梁の変形能力に

52kN

50

与える影響はほとんどなかった。
・ 補剛力は，部材角 R=-0.02rad 時に座屈拘束部材

-0.04
-0.02
-52kN

の最大耐力に対して 2%に満たない結果を示した。

R (rad)

0
-50

0.02

座屈拘束部材降伏(計算値)
座屈拘束部材降伏
第1上弦材降伏-100

これにより，設定した必要補剛剛性の妥当性を実-88.2kN

験的に確認した。

図-3・ 弾性座屈解析により，本実験で用いた必要補剛剛性を与えた上下弦材の座屈荷重は，これらの軸耐

裏 2力を大きく上回り，設定した必要補剛剛性の妥当

0.04

-150
荷重変形関係（TRUSS5）

F / Nc (%)

1性を解析的に確認した。
・ 個材について，想定される座屈拘束部材の最大耐力時の軸力に対して短期許容応力度設計を行う
ことで，損傷制御型トラス梁の安定した塑性変形

0

2000

1

上弦材R=+0.01(rad)上弦材R=+0.02(rad)上弦材R=+0.03(rad)表 2

能力が担保されることを確認した。

図-4

4000

6000

8000

(mm)

下弦材R=-0.01(rad)下弦材R=-0.02(rad)下弦材R=-0.03(rad)補剛力分布（TRUSS5）

Research for Deformation Performance of Damage-controlled Truss BeamYURIKO OZUHIROSHI EGASHIRAHIDEYUKI KOSAKAHIROSHI SATOTETSUYA YAMADA

MANABU KAWASHIMAYUKA FURUYAMAMASARU MIYAGUCHIKey Words：Buckling restrained member, Damage control, Plastic deformation capacity, Required lateral stiffnessTechnical Research Report of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTION

橋梁および建築構造物のリアルタイム地震モニタリングシステム
ホアン チョン クエン

内堀 裕之

永元 直樹

キーワード： モニタリング，損傷検知，傾斜角度，固有振動数，常時微動

OBJECTIVE

The development of an automated structure

automated real-time monitoring system that ismonitoring system is currently highly promoted inable to identify seismic events and to detect

Japan to enable early evaluation of bridge

anomalies in the structures after these events

safety after earthquakes. This paper presents anusing wireless accelerometer networks.

SUMMARY

The

systemconsistsofseveraltriaxlefor evaluating structures. A reduction in naturalaccelerometers at critical locations and one orfrequency,

several trigger nodes for seismic event real-timegeometry may indicate an anomaly change indetection as in Fig. 1. Sensor nodes are

structure due to cracks, damage in structures.

communicated in a wireless network and drivenchangeInspector

by dry batteries. Email notification function

in

mode

shape,or

Cloud serveris also included to notify the inspector abouttheseismic

event

detection.

Measured

acceleration is sent to the cloud server in orderto give easy access to inspectors and to allow
abnormaldetection

creatingareal-time

monitoring system. Natural frequencies, modal

Fig. 1. Monitoring system structure

shapes, and geometry inclination are indicators
RESULTS

By tracking abnormal ground vibration using

small changes confirmed the ability to detect

the trigger nodes, the seismic event can beslight damage or deterioration in structures.

detected in real-time. The intensity level of theIntensity 2 EQ

seismic event is estimated real-time as well. Fig.2

Intensity 3 EQ
Daily ambient

shows the results of detected earthquakes at
the monitored highway bridge.
Dynamic

characteristic

estimatedbyFig. 2. Seismic event detectionascheduled measured data is used as a

No traffic

Only construction vehicles Opened to trafficreference to detect anomalies. Whenever aseismic event would be detected, structuralanomaly detection also would be implemented
by comparing the statistic model of dynamic
characteristics before and after the event. Fig. 3
shows

a

resultofanomalydetectioninfrequency due to structural weight change in

Fig. 3. Structural anomaly detection

road construction work. The detection of such

Automated Real-time Seismic Monitoring System for Bridge and Building Structures
HOANG TRONG KHUYENHIROYUKI UCHIBORINAOKI NAGAMOTO

Key Words：Monitoring, Damage detection, Inclination, Natural frequency, Ambient vibration

Technical Research Report of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTION‫ע‬ᩗ଺੷ͻȢȋǿȪȳǰȇȸǿǛဇƍƨșǤǺਖ਼‫ܭ‬ƴǑǔ࡫ཋ੷ͻᚸ̖‫ޛ‬ဋ Ջʍ ൶᪽ ‫ ݎ‬ϋ‫ ؗ‬ᘽʂ ȁȣǤȢȳǳȳ ȁȣȊȊȳ
ǭȸȯȸȉᲴ‫ע‬ᩗ੷ͻȢȋǿȪȳǰᲦ੷ͻᚸ̖ᲦșǤǺਖ਼‫ܭ‬Ღᘮܹྙ୺ዴᲦஇ‫ͻ੷ݹ‬Ȭșȫ‫ע‬ᩗႺࢸƷ࡫ཋƷ੷ͻȬșȫƷ৭੮ƸᲦʙಅዒዓ
ɥƷ‫ࣖݣ‬ƷЙૺƴ᣻ᙲƳࢫлǛਤƭŵ࣯ࣖ଺ƴƸᲦұ଺ࣱƕ࣏ᙲưƋǓᲦƦƷƨǊƴᆔŷƷ࡫ཋ੷ͻȢȋǿȪȳǰǷǹȆȠƕ‫ݰ‬λƞǕƯƍǔŵƠƔƠᲦȢȋǿȪȳưƖǔ࡫ཋƷૠƸᨂǒǕƯƍǔŵƦƜưᲦࢽǒǕƨȇȸǿƔǒ᫏˩Ʒ੷ͻཎࣱǛஊƢǔȢȋǿ
ȪȳǰƠƯƍƳƍ࡫ཋ፭ƷᘮܹǛወᚘႎƴᚸ̖Ƣǔ‫׋‬-1 ȢȋǿȪȳǰȇȸǿ෇ဇǤȡȸǸƜƱƴǑǓᲦȇȸǿƷ෇ဇƷር‫׊‬Ǜ࠼ƛᲦƻƍƯƸȢȋǿȪȳǰࠊ‫ئ‬ǛਘƛǔƜƱǛႸႎƱƠƯƍǔŵ

ȢȋǿȪȳǰƠƯƍƳƍ࡫ཋƷ੷ͻȬșȫƷਖ਼ͻȢȋǿȪȳǰȇȸǿǛᎋॾƢǔƜƱƴǑǓᲦ࢘ᛆ‫ܭ‬ƴƸɟ‫ܭ‬ƷɧᄩࣱܱƕˤƏŵƜƷɧᄩࣱܱǛᎋॾ‫ע‬ᩗƴǑǔૼƨƳᘮܹྙ୺ዴǛም‫ܭ‬ƢǔƜƱƕӧᏡƠƨਖ਼‫૾ܭ‬ඥƱƠƯșǤǺਖ਼‫ܭ‬Ǜ෇ဇƢǔŵƴƳǔŵƦǕƧǕƷᘮܹྙ୺ዴƸᲦɟ‫ܭ‬ƷɧᄩࣱܱșǤǺਖ਼‫ܭ‬ǛஜȆȸȞƴ࢘ƯƸǊǔƱᲦᢅӊƷ‫ע‬ǛϋѼƢǔșȸǿЎࠋưȢȇȫ҄ƞǕᲦƦƷȑȩȡ

ᩗᘮܹᛦ௹ኽௐƔǒࢽǒǕƯƍǔᘮܹྙ୺ዴᲢᚘย

ȸǿƕșǤǺਖ਼‫ܭ‬ƴǑǓ୼ૼƞǕǔŵஜਖ਼‫ܭ‬ȢȇȫᩗࡇƱᘮܹᄩྙƷ᧙̞ᲣƴᲦႆဃƠƨ‫ע‬ᩗƴǑǔ੷ƷᢘဇƴƭƍƯ౨᚛Ơƨŵ
1
0.9

⿕ᐖ☜⋡

⿕ᐖ☜⋡
㐣ཤ䛾ᆅ㟈䛻䜘䜛⿕ᐖ⋡᭤⥺㐣ཤࡢᆅ㟈࡟ࡼࡿ⿕ᐖ⋡᭤⥺

0.8
0.7

䝧䜲䝈᥎ᐃ䛥䜜䛯⿕ᐖ⋡᭤⥺࣋࢖ࢬ᥎ᐃࡉࢀࡓ⿕ᐖ⋡᭤⥺

0.6
0.5
0.4
0.3
0.2
0.1

ィ ィ㟈ᗘ
㟈ᗘ

0

‫׋‬-2 ᘮܹྙ୺ዴƷșǤǺਖ਼‫ܭ‬Ʒ්Ǖ

 4.5
   5   5.5   6   6.5   7
‫׋‬-3 șǤǺਖ਼‫ܭ‬ЭࢸƷᘮܹྙ୺ዴᲢɶ‫ٻ‬ᄊᲣșǤǺਖ਼‫ܭ‬ƴǑǔ࡫ཋ፭Ʒᘮܹਖ਼‫ܭ‬ȢȇȫƷӲᆔЎࠋƴǑǓ࡫ཋሥྸᎍƴ‫ݣ‬ƠЎƔǓତƘˡᢋưƖǔƜƱǛᅆƠƨŵ

ȑȩȡȸǿƷࢨ᪪Ǜ౨᚛ƠƨŵƜǕƴǑǓᲦᘮܹྙ4୺ዴƕஊƢǔɧᄩࣱܱƕਖ਼‫ܭ‬ƴɨƑǔࢨ᪪Ǜ৭੮Ơ
3ƨŵܱᨥƷ‫ע‬ᩗ଺Ǜे‫ܭ‬ƠƨȢȋǿȪȳǰ࡫ཋૠƕ

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2

᣻ǈ˄Ɩஇ‫ݱ‬ʚʈඥƴǑǔᘮܹྙ୺ዴƷ‫૾ׅ࠙‬ඥǛ

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0

3.5

ȸǿǛᢘဇƠᲦˎ‫ܭ‬ƠƨȢȋǿȪȳǰлӳƷᢌƍƴ

4

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5

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6

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‫׋‬-4 இ‫ͻ੷ݹ‬Ȭșȫ᫁ࡇᲢȢȋǿȪȳǰ 50%ᲣǑǔ੷ͻȬșȫƷɧᄩ‫ࣱܭ‬ǛᲦஇ‫ͻ੷ݹ‬Ȭșȫ᫁ࡇ

Seismic Damage Estimation for Buildings by Bayesian Inference Using Real Time
Monitoring Data
TETSUYA YAMADA HIROSHI EGASHIRA HIROYUKI UCHIBORICHAIMONGKHOL CHANANUN
Key Words㸸Seismic damage monitoring, Damage estimation, Bayesian inference, Fragility curve,
Maximum likelihood damage distributionTechnical Research Report of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTIONؓѦܴȬǤǢǦȈƕǹȗȪȳǯȩȸᣐሥƷ᎑ᩗࣱᏡƴӏǅƢࢨ᪪ჵȶ᱾ գʼ
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80
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Effect of Layout on Seismic Performance of Sprinkler Piping
KEISUKE YAGASAKI
Key Words㸸Sprinkler, Piping, Seismic performance, Seismic retrofit

10

GFRP ロッドを用いた超高耐久壁高欄の開発

GFRP ロッドを用いた超高耐久壁高欄の開発
Development of Ultra-high Durable Precast Bridge Barrier Reinforced with GFRP Rods
TAKESHI KARINO

第一構造技術部

狩野武

第一構造技術部

内堀

裕之 HIROYUKI UCHIBORI

四国支店

藤岡

泰輔 TAISUKE FUJIOKA

技術企画部

三加

崇

第一構造技術部永元

直樹 NAOKI NAGAMOTOTAKASHI SANGA

高速道路の壁高欄は，経過年数による老朽化だけでなく，凍結防止剤の散布や沿岸部での飛来塩分などにより，鋼材の腐食による劣化が進行しやすい部位である。そこで，抜本的な解決方法として鉄筋の代わりに
GFRP ロッドを使用し，腐食する鋼製材料を一切使用しない超高耐久なプレキャスト壁高欄の開発を行った。
本構造の接合部を含む耐荷性能を確認するため，実物大の壁高欄の試験体を用いた衝突実験を実施した。その結果，衝突荷重に対して十分な耐荷性能を保有していることを確認した。
キーワード：プレキャスト壁高欄，GFRP，超高耐久，衝突試験

Bridge barriers of expressways are required to be highly durable because those are prone to accelerated
deterioration by sprinkling antifreeze chloride agents and airborne salt near the coastlines. Therefore, wehave developed ultra-high durable precast bridge barrier reinforced with GFRP rods instead of reinforcing
bar. A collision test was conducted using an actual size specimen to verify the load capacity. The test
confirmed a collision load capacity equivalent to or higher than that of a typical reinforced concrete bridge
barrier.
Key Words: Precast bridge barrier, GFRP, Ultra-high durable, Collision test

１．はじめに
橋軸方向接合用
スリット

高速道路の壁高欄は，経過年数による老朽化だけでなく，凍結防止剤の散布や沿岸部での飛来塩分などによDura-Barrier
床版立上り部（または地覆部）

り，鋼材の腐食による劣化が進行しやすい部位である。
そのため，壁高欄では一般的に鉄筋かぶりを通常の部材より大きく設定することで，鉄筋腐食を抑制している。

箱抜き孔へ
無収縮モルタル充塡

プレキャスト床版

そこで，根本的な解決方法として，図-1に示す腐食する鋼製材料を一切使用せず，腐食しない材料である

GFRP ロッド

GFRP（Glass Fiber Reinforced Plastics）ロッドを用いた超高耐久プレキャスト壁高欄（以下，Dura-Barrier）の開発を行った。本稿では接合部を含む耐荷性能を確認するため，衝突試験を実施した結果について報告する。

２．Dura-Barrierの構造

図-1

Dura-Barrier の施工概要を一体化したプレキャスト部材をその下面から突出させたGFRPロッドを介して床版に接合させる構造であり，（１）構造概要
本構造は,図-2および写真-1に示すように高欄と地覆鉄筋を使わない非鉄製の構造である。また，写真-2，
写真-3に示すように壁高欄同士の接合は部材端部から11三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

高強度繊維補強
コンクリートGFRP ロッド

高強度無収縮モルタル
GFRP ロッドの
箱抜き孔

写真-2
図-2

構造概要

写真-1

壁高欄下面

壁高欄同士の接合

写真-3

スリット

表-1 GFRP ロッドの材料特性

橋軸方向にGFRPロッドを突出させ，隣接部材に設けたスリットに収める構造としている。
Dura-Barrierは，設計基準強度80N/mm2の緻密な高強ると考えられる。ひび割れ幅は，付着切れが生じている

度繊維補強コンクリートと，曲げ加工したGFRPロッド

区間の長さとその部分に生じている平均ひずみの積となを使用しており，腐食する材料は一切使用してない。コ

るため，GFRPロッドを鉄筋と同程度の断面積で配置す

ンクリート内に混入する短繊維も非鉄製のビニロン繊維

れば，結果としてコンクリートに発生するひび割れは，としている。Dura-Barrierの形状は，一般的な剛性防護

GFRPロッドを使用した場合と鉄筋を使用した場合で同柵であるフロリダ型とし，水平力に抵抗できるようにせ程度になると想定される。このような考え方から，接合

ん断キーを設け，せん断キーの角度は，施工性も考慮し部においてGFRPロッドは，鉄筋の場合と同程度の断面

つつ抵抗力も大きくするため，約75°とした。施工方

積を確保することとした。

法は，プレキャスト壁高欄の下面から突出するGFRPロ

Dura-Barrierでは，直径22mmのGFRPロッ ドを250mm

ッドが挿入される箱抜き孔に高強度無収縮モルタルを先ピッチで配置した。高速道路の設計要領2)で規定する標に充填し，高強度無収縮モルタルが硬化する前にプレキ

準配筋の場所打ち壁高欄（以下，場所打ち壁高欄）の配ャスト壁高欄を所定の位置に設置した後，地覆との間詰筋と同じようにGFRPロッドを125mm間隔にすると，そめ部（水平目地）およびプレキャスト壁高欄同士の間詰

れぞれのGFRPロッドの引抜き力に対するコーン破壊面

め部（鉛直目地）に高強度無収縮モルタルを充填する手が重なり，耐力の低下が懸念されたため，本構造では重順である。

なりの少ない250mm間隔で配置することとした。GFRP

なお，ガラス繊維は高アルカリ環境下での劣化が知ロッドの間隔が広くなると，ひび割れの分散性が悪くなられているが，GFRPロッドのアルカリ浸漬試験（pH13，

り，大きなひび割れが発生する可能性があるため，衝突60℃環境で3か月）で は， ヤング係 数の 低下がな く，

試験を実施する前に静的載荷試験によりひび割れが集中

92%以上の強度保持率が確認され，引張ひずみを与えた

しないことを確認している。Dura-Barrier は，場所打ち状態でも90%以上の強度保持率が確認されている。CSA

壁高欄の鉄筋と同程度の断面積を有するGFRPロッドに1)

規準 における強度保持率80%以上を満足しており，本置き換えており，背面側のコンクリートが圧壊する曲げ構造に適用可能と判断した。

圧縮破壊およびせん断キーのせん断破壊，載荷部の押し抜きせん断破壊よりGFRPロッドの破断による曲げ引張（２）GFRPロッドによる接合部の機械的性質

破壊が先行する結果になった。

ａ）接合部の設計

ｂ）GFRPロッドの付着強度と定着長

GFRPロッドの材料特性は，表-1に示すように鉄筋とGFRPロッドの付着強度については，図-3に示すよう

比較して高強度であり，低弾性である。弾性係数は，にコンクリートブロックに設けた箱抜き孔に無収縮モル

GFRPロッドが6.0×104N/mm2，鉄筋が2.0×105N/mm2であタルを充填しGFRPロッドを埋込み，無収縮モルタルがり，同じ引張力に対してGFRPロッドは約3倍伸びやす

所定の強度を発現した後に引抜試験を実施することによい。そのため，ひび割れ近傍の平均ひずみも3倍程度にって検証した。引抜試験は，GFRPロッドの定着性能をなると考えられる。一方，付着強度はGFRPロッドの方把握するため，付着強度が分かるように埋込み長を直径が大きく，必要定着長は（3）節のb）で後述するようの5倍とした。モルタル強度が異なる試験体①，②につにGFRPロッドは8φであり，鉄筋は通常25φであるた

いて，それぞれ3体ずつ試験を行った。試験条件と試験

め，GFRPロッドの付着切れの範囲は，鉄筋の約1/3にな

結果を表-2に示す。Dura-Barrierに適用する高強度モル

12

GFRP ロッドを用いた超高耐久壁高欄の開発

GFRP ロッド
無収縮モルタルコンクリート図-3 引抜試験概要図表-2

GFRP ロッドの付着強度・必要定着長

図-4

写真-5

試験方法

表-3

GFRP ロッド
曲げ成形部試験体GFRP ロッド曲げ成形部 荷重保持率

試験体

単位

試験体A

試験体B

最大外径a

mm

20.5

26.2

※

kN

167

285

保証引張荷重

kN

254.5

415

荷重保持率（実験）

％

65.6

68.7

荷重保持率（設計）

％

40.0

40.0

モルタル強度

Mpa

67.4

67.4

コンクリート強度

Mpa

最大荷重

破壊位置

54.8

54.8

曲げ成形部

曲げ成形部

※最大荷重は，3 体の平均値である※最大荷重は，3 体の平均値である握するために曲げ成形部の強度を検証した。試験方法および試験体の大きさはコンクリート工学会の試験法3)に準拠した（図-4）。曲げ加工したGFRPロッドを写真-5に示す。GFRPロッドは曲げ内半径を最大外径の4.5倍とし ， ジ ャ ッ キ 下 のGFPRロ ッ ド 直 線 部 の 付 着 を 切 り，
GFRPロッドの曲げ成形部の引張試験を実施し検証した。
径が異なる試験体A,Bについて，それぞれ3体ずつ試験した結果を表-3に示す。荷重保持率は径の大きさで大きな差はなく，66～69％となり，「連続繊維補強材を用いたコンクリート構造物の設計・施工指針（案）」4)に

写真-4

GFRP ロッドの形状示される曲げ成型部の設計引張強度式で算出される40％より大きい結果となることを確認した。

タルの試験体①の付着強度は24.5N/mm2となり，コンク
リート部分の圧縮強度と同程度のモルタルによる試験体

３．衝突試験

2②の付着強度は18.5N/mm となった。試験体①と②の結果からも分かるように付着強度は箱抜き孔に充填するモ（１）試験概要

ルタル強度に依存している。また，その付着強度から保衝突試験は図-5に示す衝突箇所が異なる3体の試験体

証引張荷重まで引き抜けないように必要定着長を定めたを製作し，実施した。試験体は，中央載荷を試験体場合，試験体①の必要定着長は8φとなる。Dura-Barrier

No.1， 端 部 載 荷 を 試 験 体No.2， 接 合 部 載 荷 を 試 験 体の定着長は，8φに安全率を考慮し15φとした。

No.3とし，試験体の大きさは，適用箇所が多い壁高欄ｃ）GFRPロッドの曲げ成形部の強度の種別となるSB種を対象とし，長さは4mを標準とした。

Dura-Barrierでは，写真-4に示すようにGFRPロッドを試験体No.3は，スリット部の影響も確認するために，曲げ加工しており，曲げ成形による強度低下の影響を把

スリッド側が載荷位置となるように設置した。試験状況

13

三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

図-6

図-5
表-4
衝突条件

写真-6

衝突試験体

表-5

プレキャスト壁高欄の要求性能（規格値）

衝突度「設計荷重相当」の

2.8 kJ

衝突を与えた場合(SB 種)「場所打ち壁高欄に28 kJ

おける耐力相当」（SB 種）

項目

規格値

外観変状

① 有害なひび割れ（目安：0.2mm）が発生しないこと

構成部材の壁高欄及び接合部に残留ひずみが発生しないこと

衝突ケース
STEP 1
STEP 2
STEP 3
STEP 4
STEP 5
STEP 6
STEP 7② 構成部材が飛散しないこと
ひずみ
外観変状

① 壁高欄基部の背面側のかぶりコンクリートにはく離が生じないことの衝撃を与えた場合

試験体

衝突試験
衝突条件
衝突エネルギー
2.8 kJ
14.0 kJ
28.0 kJ
42.0 kJ
56.0 kJ61.6 kJ
82.3 kJ② 接合部の引張部材に破断や抜けが生じないこと

表-6
衝突条件

衝突試験装置の概要

衝突位置

ひび割れ

No.

衝突試験結果GFRP ロッド

有害なひび割構成部材

壁高欄及び接壁高欄基部の背

接合部の引

ひずみ

れが発生しなが飛散しな合部に残留ひ

面側のかぶりコン

張部材に破

いこと

いこと

ずみが発生しクリートにはく離

断や抜けが

ないこと

が生じないこと

生じないこと

STEP1

No.1

中央部

無し

最大 0.000015

OK

OK

OK

－

－

設計荷重

No.2

端部

無し

最大 0.000102

OK

OK

OK

－

－

相当（2.8 kJ）

No.3

接合部

STEP3

No.1

中央部

場所打ち壁
高欄におけ

No.2

端部

No.3

接合部

る耐力相当
（28 kJ）

最大 0.000023

OK

OK

OK

－

－

最大

無し

接合部目開き

－

－

－

OK

OK

0.25mm（最大 0.65mm）

最大

接合部目開き

－

－

－

OK

OK

0.20mm（最大 4.0mm）

最大

接合部目開き

－

－

－

OK

OK

0.06mm（最大 0.25mm）を 写 真 -6 ， 試 験 装 置 の 概 要 を 図 -6 示 す 。 試 験 法 は（２）試験結果と考察

NEXCO試験法441（プレキャスト壁高欄の接合構造のａ）試験結果の概要

性能試験方法）5)に準拠し，その要求性能（規格値）を6)

表-4，衝突条件を表-5に示す 。
STEP1，STEP3はそれぞれ試験法441における設計荷表-6に示すように，いずれの試験体においても，試験法441の要求性能をすべて満足する結果となった。
ｂ）STEP1の試験結果

重相当，場所打ち壁高欄の耐力相当の衝突条件である。

STEP1では，いずれの試験体においても変位やひずみは

なお，STEP4以降は独自に，破壊に至るまで衝突エネル

弾性範囲内の挙動を示しており残留ひずみはなく，壁高ギーを漸増させた。

欄のひび割れや接合部材の破断や抜け出しによる接合部の目開き，構成部材の飛散については確認されなかった。

14

GFRP ロッドを用いた超高耐久壁高欄の開発

図-7

衝突荷重時刻歴（No.1）a) 中央載荷 （No.1）

1400
1200

荷重(kN)

1000
800
600
400
200

STEP3 載荷断面
天端（No.1)

0-200-12.0 -10.0 -8.0

-6.0

-4.0

-2.0

0.0

2.0

変位(mm)

最大荷重（KN）

図-8
2000
1800
1600
1400
1200
1000
800
600
400
200
0

b) 端部載荷 （No.2）

荷重と変位の関係（No.1）

中央載荷（No.1）
端部載荷（No.2）
接合部載荷（No.3）
STEP3（設定値）

0

20
40
60
80
衝突エネルギー（実測値）（KJ）

図-9c) 接合部載荷 （No.3）

100

写真-7

最大荷重と衝突エネルギー

場所打ち壁高欄における耐力相当時（STEP 3）の試験体の損傷状況一覧

接合部載荷の試験体No.3の鉛直目地についても飛散は
壁高欄
天端

確認されなかった。
ｃ）STEP3の試験結果
STEP3においても，すべての試験体でコンクリートのスリット

剥離は確認されなかった。試験体No.1に着目し衝撃力
鉛直
目地の時刻歴応答を図-7に示す。衝突エネルギーの増加に伴い衝突時の最大荷重が大きく，衝突時間が短くなっている。荷重は，STEP4で最大になっており，STEP4まで
は十分な耐荷性能を保持していることが分かる。

写真-8

載荷
位置

場所打ち壁高欄における耐力相当時（STEP 3）の鉛直目地の損傷状況（No.3）

さらに，図-8に試験体No.1におけるSTEP3の載荷断面
天端の水平変位と荷重の関係を示すが，最大荷重後に約水平目地に沿って切断した結果、GFRPロッドの破断は2mmまで戻っており，十分な復元性能も保持している見られたが，引き抜けが生じていないことを確認した。

ことが分かる。そのため，接合部の引張部材である

各試験体の衝突エネルギーと最大荷重の関係を図-9

GFRPロッドは，STEP3では破断していないと判断できに示す。いずれの試験体においても，場所打ち壁高欄にる。また，試験体No.1において，試験体の破壊後に，おける耐力相当となるSTEP3までは，ほぼ直線状に増加

15三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

しており，場所打ち壁高欄における耐力相当以降もじん① 鉄筋の代替としてGFRPロッドを用いたDura-Barrier性を有している。写真-7に示すSTEP3の試験体損傷状況

は，衝突荷重に対して十分な耐荷性能を保有していからも分かるようにいずれの試験体においても損傷は軽ることが確認できた。

微であった。写真-8に示す試験体No.3の接合部載荷の② 壁高欄同士の接合の鉛直目地についても，場所打ち

鉛直目地やスリットについても破壊やずれはなく，一体

壁高欄における耐力相当の衝突荷重において破壊や性を保っていた。

ずれはなく，一体性を保つことを確認できた。

ｄ）破壊形状に対する考察
試験体の破壊状況は，試験体No.1の中央載荷および③ GFRPロッドの曲げ成形部があっても，接合部は十分な耐力を確保していることを確認できた。

試験体No.3の接合部載荷では壁高欄背面側に鉛直方向のひび割れが発生した。載荷面には同心円状となるひび

謝辞：本研究は，平成 26 年 12 月からの西日本高速道路

割れが発生し，壁高欄背面のコンクリートの圧壊および㈱と三井住友建設（株）の共同研究『非鉄製橋梁の実現

GFRPロッドの破断により破壊に至った。試験体No.2の化に関する共同研究』によるものであり， 西日本高速

端部載荷では載荷面に斜めにひび割れが発生し，押抜き道路㈱の関係者の方々から多くのご助言を頂くとともに，

せん断破壊およびGFRPロッドの破断により破壊に至っ

細部にわたりご指導戴きました。深く感謝申し上げます。

た。ただし，台車が壁高欄を突破するようなことは無く，

参考文献

余剰耐力も十分にあることが確認できた。試験体No.31）Canadian Standards Association：S807-10 Specificationの接合部載荷についても，鉛直目地に若干ずれは発生したが，鉛直目地やスリットに大きな損傷はなく一体性を保っており，十分な耐力を確保していることを確認できた。
ｅ）GFRPロッドの曲げ成形部に対する考察
試験体が破壊するまで衝突させた後に，試験体No.1において水平目地に沿って切断した結果，破断した

for fiber-reinforced polymers，March 20102）東，中，西日本高速道路㈱：設計要領第二集 橋梁建設編，2016.8
3）日本コンクリート工学協会：JCI 規準集.1977-2002 年度，連続繊維補強コンクリート研究委員会報告書および同（II），連続繊維補強材の曲げ成形部引張試験
方法（試案），2004.4

GFRPロッドは曲げ成形部付近で破断していることが分

4）土木学会：連続繊維補強材を用いたコンクリート構

かった。GFRPロッドの曲げ成形部での強度低下はある

造物の設計・施工指針（案），土木学会コンクリー

が，衝突試験の結果，いずれの試験体についても場所打

トライブラリー88，1996.9

ち壁高欄における耐力相当（STEP3）まで「NEXCO試
験法441」を満足できているため，曲げ成形部があっても接合部は十分な耐力を確保していることを確認できた。

5）東，中，西日本高速道路㈱：NEXCO 試験方法 第 4編 構造関係試験方法，2019.7
6）東，中，西日本高速道路㈱：構造物施工管理要領，
2019.7

４．結論
開発したDura-Barrierの衝突試験で得られた知見を以
下に示す。

16

Structural and Construction Verification of an Ultra-High Durable Deck Slab to Girder Joint

Structural and Construction Verification of an Ultra-High Durable
Deck Slab to Girder Joint
超高耐久床版と鋼桁の接合部の構造的性能及び施工性の検証
第一構造技術部

ランコス チャミラ クマラ

CHAMILA KUMARA RANKOTH

第一構造技術部

狩野 武

TAKESHI KARINO

第一構造技術部

内堀 裕之

HIROYUKI UCHIBORI

第一構造技術部

永元 直樹

NAOKI NAGAMOTO

昨今，大規模更新事業の床版取替え工事が多く取り組まれているが，将来の維持管理を考慮した場合，できるだけ耐久性の高い床版構造が望まれる。そこで，鉄筋や PC 鋼材などの腐食による劣化の原因となる鋼材を一切使用しない超高耐久床版を開発した。超高耐久床版と鋼桁の接合構造は、ずれ止め孔まわりに補強筋を設
置せず、床版の耐久性をさらに高めるためにずれ止め孔を床版天端まで開けずに床版下端の箱抜きとした。本接合構造について、せん断耐力の確認試験を実施した結果，一般的な PC 床版の接合構造と同等以上のせん断耐力を保有し，超高耐久床版の接合構造として使用できることを確認した。
キーワード：耐久性，無収縮モルタル，超高耐久性床版，接合部，スタッド

Considering the increased road bridge deck replacement projects in Japan recently, an ultra-high durable
slab “Dura-Slab” which does not utilize any steel components had developed. A joint system between DuraSlab and steel plate girders was proposed targeting to avoid deck penetrating openings and additional
reinforcement in the deck around the joint. The usability of steel shear studs, holed steel angles and steelbolts in the joint including the effect of deck prestressing was experimentally studied. Structural behavior
was evaluated against a conventional joint and the proposed joints showed a satisfactory behavior andconsidered to be applicable to real structures.
Key Words: Durability, No-shrinkage mortar, Dura-Slab, Joint, Stud1.

INTRODUCTION

impact.
Ultra-High

DurableSlab(referredas “Dura-Slab”

Recently, deterioration of RC deck slabs in highway

afterwards), a new form of pre-stressed concrete bridge deck

bridges has become a major problem in Japan. In numbers ofslab was introduced by the authors1) as a viable solution tocases, deck slab replacement is essential to secure thedeck slab replacement projects in plate girder bridges. It is

expected serviceability. A major cause of the deterioration

made of fiber reinforced concrete, Aramid Fiber Reinforced

can be identified as the corrosion of steel reinforcement

Polymer (AFRP) rods as pre-stressing tendons, and does notwhich especially in snowy areas is caused by deicing agents

contain any form of steel reinforcement. The conventional

and in coastal areas due to airborne chloride. It is well known

girder-slab connection relies on the steel reinforcement in thethat the reinforced concrete structures including deck slabs

deck slab to counteract the concentrated stresses. Since Dura-require a particular level of maintenance during the service

Slab does not contain reinforcing bars, further investigation

life. However, the reduction of man power with aging

was required regarding the deck-girder joint. A new type of

population and increasing maintenance and renewal costs

joint was proposed and an experimental verification wasurge the promotion of ultra-durable infrastructure which will

carried out to understand the constructability and the

reduce the lifecycle cost as well as the overall environmental

structural joint performance.

17三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

Slab rebar

In-Situ cast concrete

Pre-Cast
Concrete

In-Situ castconcrete

Slab
joint
Longitudinal
pre-stressing(AFRP rods)

Transverse prestressing AFRP
rods

Fig. 1. Dura-Slab structure

1.1

No-shrinkage
mortar

Studs

Studs

Additional rebar(b) Cross section(a) Plan-Additional reinforcement
around the joint
Fig. 2. A Conventional slab-girder joint

INTRODUCTION TO “Dura-Slab”

As shown in Fig. 1, Dura-Slab is a ribbed slab made ofhigh strength fiber reinforced (vinyl fiber) concrete withElbow

Top mortar outlet

80N/mm2 design compressive strength (fcu). Prestressing

Bottom outlet
No-shrinkage mortar

tendons made of AFRP rods are utilized instead of steel

Fig. 3. Typical cross section of proposed joints

Mortar inlet

tendons which reduces the risk of corrosion damage. To gain
faster construction speeds and higher quality, it is common

Non-deck penetrating openings and mortar outlet hoses forpractice to utilize precast deck slabs in bridge deck

new joints are provided in advance in the precast panels.

replacement projects. Hence, Dura-Slab is made as pre-Mortar inlet hoses are installed at site. The openings will betensioned precast panels.

sealed only by injecting high strength mortar instead of using
concrete.

2.

THE SLAB-GIRDER CONNECTION METHODOFNON-COMPOSITE

PLATE

GIRDER

BRIDGESThe most common form of the conventional connection

3. PERFORMANCE VERIFICATION OF NEWJOINTS
Applicability

of

the

newly

proposedjointswas

between the steel girders and precast concrete deck slabs isinvestigated by comparing the behavior with a conventional

constructed with shear-studs. An example of a conventional

joint. The standard double shear pushout test was carried out

joint is shown in Fig. 2. Openings are provided in advance inaccording to the “Pushout Test Method for Headed Studs andthe precast concrete deck panel in joint locations. After thethe Latest Status of Research Related to Shear Studs” (Indeck panel is placed on the steel girder, studs are welded toJapanese)3) by Japanese Society of Steel Construction.

the girder from the opening and the openings are sealed withno-shrinkage mortar and concrete. The slab panel is

3.1 TEST CASES AND SPECIMENS

additionally reinforced as shown in Fig. 2, around theTest cases and specimen compositions are shown in Fig. 4(a)opening.

and 4(b). Case-0 represents the control specimen with a

The water seepage through construction joints might

conventional joint. Case-1 to Case-6 represents the proposed

aggravate slab deterioration by steel corrosion2). Since thejoints with high strength no-shrinkage mortar and fiber

conventional deck-girder connection includes penetrating

reinforced concrete. Cases shown in Fig. 4(a) are made withholes which are filled by concrete, the joints formed after

shear studs where Case-1 represents the standard new

concrete fillings might lead to water leakage with time.

studded joint. In Case-2, transverse deck prestressing is

Regarding the current development, it was decided toapplied and in Case-3, GFRP rod reinforcement waseliminate the penetrating construction joints at the slab-girder

introduced. Shown in Fig. 4(b), Case-5 consists of joints

connection. The stud version of the proposed joint is shown

made of holed angle sections while Case-6 consists of joints

in Fig .3. Two alternatives with holed steel angles and highmade by high-strength bolts connected to ceramic inserts

strength bolts were experimented as well.

embedded in the slab. Specimens was constructed as closely

18Structural and Construction Verification of an Ultra-High Durable Deck Slab to Girder Joint

Cut-1

Cut-1

Cut-2

Cut-2

Fig. 4. (a) Specimens with shear studs(a) precast concrete block(b) block placing

Fig. 5. Specimen making (Case-4)
Cut-1

Cut-2

Fig. 4. (b) Specimens with angle and bolts
as possible to a real structure. Pre-cast concrete block of a

injection quality of specimens was investigated to verify the

Case-4 specimen and placing it on the loading girder are

suitability of the proposed construction method. A single sideshown in Fig. 5.

of several selected specimens, 1-1, 1-3, 4-3, 5-3, were cut

Each test case consisted of 3 specimens (named as 1, 2, 3

along the lines shown in Fig.4 for inspection. The objective

e.g. first specimen of Case-0 is named as “0-1”). Twoof the Cut-1 was to inspect the deformed shape of the studs

specimens (1, 2) were loaded monotonically while one

while Cut-2 was made to observe the mortar injection quality.

specimen (3) was loaded with incremental cyclic loading(load controlled with 40kN steps until a relative displacement

4.

EXPERIMENTAL RESULTS

of 1mm and then displacement controlled in 0.5mm steps
until 4mm).

Load-displacement curves were normalized based on thenumber of studs in a specimen as recommended in the

EXPERIMENTAL SETUP AND MEASUREMENTS

standard testing procedure3). Similarly, in Case-5 and 6 theTypical specimen dimensions and loading method areload was normalized to the number of angles or bolts in ashown in Fig. 6. Steel plate supports were installed to

specimen. The normalized curves under monotonic loading

simulate the continuity of mortar layer in real structures.

for stud joints are shown in Fig. 7 (Cases with lower load

Supports were not installed in Case-1-1, Case-2 and Case-3.

capacity) and important experimental results, maximum load,

The major measurement was the load-relative displacement

yield load and displacement coefficient, which represents thecurve between the concrete block and the loading girder at

joint stiffness, per stud of each specimen are shown in Table

the level of the studs.

1. The latter two parameters were calculated based on the

3.2

guidelines3).
3.3

CONSTRUCTION QUALITY INVESTIGATION

According to Fig. 7, in the cases without the steel plate

All of the proposed joint variations require mortar injection

supports, there was a sudden load drop after reaching a

below the deck. The mortar injection quality is not possible

maximum value. Accordingly, there was a reduction in

to be visually inspected in real construction. Hence, themaximum and yield loads as shown in Table 1. However, in

19

三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

Table 1. Experimental results

Fig. 6. Experimental setup

Provison of Maximum Yield load Displacement
coefficientload
Specimen steel plate
Qｙ (kN)
Qmax (kN)
Kst。 (kN/mm)
support
0‐1
Yes
161.0
66.8
327.3
0‐2
Yes
172.9
58.1
312.5
0‐3
Yes
161.5
65.4
327.3
1‐1
No
187.3
123.5
495.6
1‐2
Yes
212.3
131.3
467.7
1‐3
Yes
219.1
139.5
255.3
2‐1
No
180.2
126.3
460.9
2‐2
163.3
133.8
492.5
No
No
2‐3
158.3
129.7
459.5
3‐1
No
184.1
125.3
387.0
3‐2
184.6
118.3
527.8
No
3‐3
No
151.0
129.0
530.5
4‐1
Yes
191.9
125.0
299.8
4‐2
Yes
183.0
125.5
308.0
4‐3
Yes
189.6
130.1
248.2
5‐1
Yes
813.8
435.0
831.2
5‐2
Yes
844.9
483.5
1166.3
5‐3
Yes
788.7
444.2
1012.4
6‐1
Yes
274.7
120.8
61.8
6‐2
Yes
282.7
114.6
91.1
6‐3
Yes
298.5
117.1
67.0

Fig. 7. Load-Displacement behavior (Load per stud)

Case 1-1 without the support, load-displacement behavior up
to the sudden load drop was not significantly different from
Case1-2 with the support. Additionally, considering the factthat in a real structure the mortar layer is continuous, thecases with the support may have grasped the real structural
behavior. Hence, the specimens without supports may

Fig. 8. Experimental results – Average value of each caseunderestimate the real load capacity leading to a conservative
design. Therefore, the difference of provision and non-than the Case-1. The reduction may be due to the behavior

provision of the steel plate supports was considered to beinteraction of closely placed studs. Due to the smaller

negligible for the purpose of the current study.

displacement coefficient in Case-6, bolted joint was

Third specimen of each case was loaded with incremental

considered as not suitable for real applications without

repetitive loading. According to the Table 1, it was observed

further improvements. The reduction may have occurred duethat the behavior did not drastically change based on theto the extra space in bolt holes in flanges and between theloading method. In several cases such as 1-3, 3-1, 4-1 and 5-

ceramic insert wall and stud.

1 the displacement coefficient was relatively low compared

The behavior of the specimens in Cases-1, 2, 3 was similar

to the other specimens in each case. This was due to the slight

irrespective of the provision of pre-stressing in Case-2 anddifference in time of crack appearance and displacement due

reinforcement in Case-3. The reason is explained by theto cracking.

failure mode. The failure mode of specimen 1-3 is shown in

The average (of three specimens per case) experimental

Fig. 9. In all the specimens in Cases-1, 2 and 3, severe

results are shown in Fig. 8. Average maximum loads and thecracking was observed in the injected mortar withoutyield loads of Case-1 to Case-6 were more than in Case-0.

cracking in the concrete blocks. As the failure is governed by

Case-5 with the angle showed a significantly higher

mortar failure, the applied pre-stressing and reinforcement

maximum and yield load due to larger dowel size and in Case-

may not have significantly contributed to the load-

6 with bolts higher maximum load was due to higher bolt

deformation behavior. Whereas, concrete cracks were

failure strength (1,040N/mm2 against 440N/mm2 in studs).

observed in several specimens of Cases-4, 5 and 6.

The displacement coefficient value in Case-4 was lower

20

The Cut-1 is shown as section B-B in Fig. 9 and theStructural and Construction Verification of an Ultra-High Durable Deck Slab to Girder Joint

Load
Studs

MortarcracksMortarcracksRight block

Left blockAB(a) Crack pattern(a) specimen 0-2(b) Stud failure and mortar

Fig. 10. Deformation of studs

failure (section A-A)
Fig. 9. Failure mode of specimen 1-3
observed stud deformation is shown in Fig. 10. Based on thestud deformation pattern, it was observed that the proposed(b) specimen 1-3

Air pocket near outlet hoseMortar concreteboundary

stud joints behaved shear dominantly while the conventional
joint showed a tensile dominant behavior. This phenomena

Openings for PC bars

may have caused the lower displacement of Case-1 at

Specimen 1-1

Cut-2

maximum load as shown in Fig. 7 .
Based on the experimental results, the stud joints wasconsidered to be the most desirable because the angled joint

Mortaroutlet hosemight require more construction effort due to significantly
increased weld lengths. Bolted joint was considered toSpecimen 5-3

require further improvements to be applied in a real structure.
4.1

INVESTIGATION OF THE CONSTRUCTION

Fig.11. Cutting face of specimen 1-1, 5-3
Road

Association(JARA)

guidelines

Specification for Composite StructuresQUALITY

andStandard5) by Japanese Society

Specimens, 1-1, 1-3, 4-3, 5-3, were cut to inspect theof Civil Engineers(JSCE). The factor of safety of the joint

mortar injection quality. A single side of the observed

specimens was evaluated as the ratio between thesurfaces after executing the Cut-2 in specimen 1-1 and 5-3

experimental load capacity and the calculated design load

are shown in Fig. 11. It was observed that small air pockets

capacity.

were remained near the top mortar outlet hose in specimen 11 and 4-3. In the other two specimens this condition was notobserved. However, in specimen 5-3 it was observed that air

5.1

DESIGN LOAD CALCULATION

Allowable design load on a stud (𝑄 ) can be calculated
according to equation (1) when height to diameter ratio

has stuck on a portion of the mortar outlet hose.
Since not all specimens had air pockets near the top outlet

exceeds 5.5 (6.8 in current experiment) based on JARA

hose, it was considered that formation of this air pocket canguidelines. Stud diameter is denoted by d and 𝜎bedesign compressive strength of concrete (80N/mm2).

prevented

bycarefulconstruction

andproperlyis thepressurizing mortar before sealing the outlet hose. The air
trapping in the outlet hose might be able to control by slightly
angling the outlet hose inside concrete instead of using theelbow as shown in Fig. 3.

5.

𝑄

9.4𝑑

𝑉

31𝐴

𝑉

𝐴 𝑓

𝜎

(1)
ℎ𝑠𝑠⁄𝑑𝑠𝑠 𝑓

′

(2)

10000

(3)

JOINT SAFETY FACTOR AGAINST DESIGNGUIDELINES

Ultimate load capacity of a stud 𝑉

is given by theleast value defined by equations (2) and (3) according to
Design load capacity of the studded joints was calculated
according to Specification for Highway Bridges 4) by Japan

JSCE standards. The design load capacity is obtained as
0.5𝑉. The quantities defined by Ass, hss, dss, f` cd, fssud, are21三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

additional deck reinforcement near the joint and effect ofTable 2. Factor of safety
JARA

Case

Experimental
Qy
Qu

Qd

C‐0

63.4

165.1

32.2

C‐1

131.4

206.2

40.7

3.2

C‐2

129.9

167.3

40.7

3.2

C‐3

124.2

173.2

40.7

C‐4

126.9

188.2

40.7

JSCE

FOS(QY) FOS(Qu)
2.0
5.1

Qd

deck transverse pre-stressing on the joints were investigated76.0

FOS(Qu)
2.2

5.1

76.0

2.7

4.1

76.0

2.2

3.1

4.3

76.0

2.3

3.1

4.6

76.0

2.5

Qy, Qu, Qd are in kN, all values are given per studbased on joint load capacity, yield load and displacement
coefficient.
The performance of newly proposed joints except of thebolted joint showed a superior behavior with respect to aconventional joint. The failure mode of the new joint was notgoverned by the concrete failure, hence the provision of

stud cross sectional area, stud height, stud diameter,

additional reinforcement deemed unnecessary while thecompressive strength of concrete and stud strength

effect of transverse prestressing may not affect the joint load

(400N/mm2). Compressive strength of concrete was used as

capacity. The construction quality of the joint was

50N/mm2 based on the scope of equation (2). The design joint

investigated by cutting several selected specimens and theload capacity was governed by equation (3) for all thequality was considered to be at an acceptable level with somespecimens irrespective of used compressive strength value.

room for improvement in later stages.
Factor of safety of the joints was evaluated based on JARA

5.2

CALCULATION RESULTS

and JSCE design specifications and showed an ample factor

Factor of safety calculation results are shown in Table 2of safety against design load. Considering the margin ofwhere Qy, Qu, and Qd denote experimental average yieldsafety, JARA standards may be used to calculate the designload, experimental average ultimate load and calculated

capacity of newly proposed stud joints with only two studs.

design load. FOS(Qy) and FOS(Qu) respectively denote thefactor of safety against experimental yield load and factor of

Acknowledgement:

safety against experimental ultimate load.

a joint research between West Nippon Expressway Co., Ltd.

The design load capacity calculated from JSCE equations
results in ultimate load capacity. Therefore, the factor ofThis study was conducted as a part ofand Sumitomo Mitsui Construction Co., Ltd. Authors express
their sincere gratitude to responsible personnel.

safety against yield load was not evaluated.
The FOS(Qy) of proposed joints according to JARA

References

standards was above 3.0 and was greater than the standard

1) Fukuda M., Ashizuka K., Karino T., Sanga T.:

specimen. However, FOS(Qu) was smaller than the standard“Experimental Study on Fatigue Durability of Ultra

test case in Cases-2,3 due to the lack of continuity due to

Durable Slab”, 26th Symposium on Developments ofabsence of steel plate supports which might increase to same

Prestressed Concrete, pp555-558, 2017.

level as Case-1 with continuous mortar layers in real

2) Tanaka Y., Murakoshi J.: “Diversification of deterioration

structures. In Case-4, reduction might be due to the groupmodes and waterproofing measures for reinforced

action of studs. According to JSCE calculation method, allconcrete slabs for road bridges”, 8th Road Bridge Slabthe proposed joints showed a higher safety factor than the

Symposium, Japan Society of Civil Engineers, pp281-284,

standard specimen. JARA standards may be used to estimate

2014.

the design strength of proposed stud joints when the joints
consists of only two studs based on results of Case-1.

3) Pushout Test Method for Headed Studs and the Latest
Status of Research Related to Shear Studs, JapaneseSociety of Steel Construction, 1996.

6. CONCLUSIONS

4) Japan Road Association, “Specification for Highway
Bridges”, vol.03, 2012.

A new type of joint was proposed between ultra-highdurable slab, Dura-Slab, and steel girders targeting to remove
the deck penetrating holes in slab. An experimental study was
carried out to investigate the structural performance of the
new joint system and suitability of using shear studs, holed
angle steel sections and bolts as well as the requirement of225) Japan Society of Civil Engineers,” Standard Specification
for Composite Structures”, 2014.

パイプクーリング水温自動制御装置の適用

パイプクーリング水温自動制御装置の適用
Application of Automatic Control Device in Pipe Cooling
AKIYOSHI DAI

建設基盤技術部

䑓哲義

建設基盤技術部

樋口

正典

中部支店

伊藤

篤

土木技術部

竹之井

MASANORI HIGUCHIATUSHI ITO勇ISAMU TAKENOI

コンクリート構造物における確実な温度ひび割れ制御を目的として開発したパイプクーリング水温自動制
御装置（以下，インテリジェントパイプクーリングシステムと称す）を，PC 上部工工事で横桁部 145 箇所に適用した。その結果，循環水の水温制御が確実に実施されていることを確認し，システムの性能と現場での適用性および自動化による省力化を検証できた。また，事前解析において，簡易断熱試験による使用材料の適正確認と，施工条件を含め適切な条件設定が重要であることが分かった。
キーワード：パイプクーリング，自動制御，マスコンクリート，温度ひび割れ，温度解析

For the purpose of reliable thermal crack control in concrete structures, 145 automatic control devices
in the pipe cooling were applied to a prestressed concrete bridge superstructure. As a result of that, field
applicability and labor saving were confirmed. In addition, it was found that it is important that, in preanalysis, proper materials are selected by thermal insulation test, and appropriate condition is set.
Key Words: Pipe cooling，Automatic control，Massive concrete，Thermal crack，Thermal analysis

１．はじめにと適用結果について報告する。

構造体コンクリート

セメントの水和発熱により発生する温度ひび割れが想定されるコンクリート構造物に対しては，ひび割れ発生の有無やひび割れが構造物の性能に与える影響を事前⽔槽に照査し，適切な対策を講じる必要がある。PC 上部工の横桁部においてはマスコンクリートになるケースが多く，さまざまな対策が講じられている。一般的な水循環式パイプクーリング工法は，図-1 に示すように水槽をチラーユニット

図-1

通常の水循環式パイプクーリングの概要図

図-2

インテリジェントパイプクーリングシステム

用いた常温水や冷却水を循環させる方式であるが，コンクリートを通過した水は高温となって戻ってくるため想定した効果を得られない場合がある。これを解決すべく，
筆者らは打込み後のコンクリート温度をもとにパイプクーリングの水温を自動制御するインテリジェントパイプ
クーリングシステム 1)を開発し，水門カーテンウォール
工事に適用してその有効性を確認してきた 2)。本システ
ムは図-2 に示すように，常温水槽と低温水槽を有し，躯体コンクリートの温度が装置に入力した制御温度を上回ると自動で低温水を混合して冷却するシステムである。
本稿では PC 上部工における端支点横桁と中間支点横桁の上下線合わせて 145 箇所に適用したシステムの概要

の概要図

23

三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

２．インテリジェントパイプクーリングシステム
一般的なパイプクーリングの場合，事前の温度応力解析により定められた条件で運転が行われるが，解析時に想定されたコンクリートの打込み温度や周囲の環境温度が事前解析時の想定されたものとは異なることがあり，想定された制御効果が十分に得られない場合がある。また，施工時の計測データをもとに技術者が手動で温度や流量などを調整することもあるが，最も調整が必要とな

図-3

端支点横桁の構造図(標準断面)る温度上昇時は夜間になることが多く，リアルタイムでプレキャストセグメント部

の管理・調整は困難と考えられる。アラームによる遠隔操作などの方法も考えられるが，タイムラグが大きく急
激な温度変化には対応できない可能性がある。さらに，
常温水や冷却水を循環させる方式は，コンクリートを通過した水が高温となって戻ってくるため，水槽内の水温を一定に保つには大型なチラー設備が必要となり，設置

単位:mm

場所やコストなど様々な問題が出てくる。
図-4

一方，インテリジェントパイプクーリングシステム

中間支点横桁の構造図(標準断面)は，躯体コンクリートにおける代表的な温度を計測し，その温度が設計時に想定された温度を上回らないように，設する U 桁リフティング架設工法が主に採用されていパイプクーリングの水温を自動制御するものである。循

る。マスコンクリート対策としてシステムを適用した端

環する水は，常温水に常温水よりも 10℃程度低い温度

支点横桁と中間支点横桁は上下線あわせて 145 箇所になの低温水を混合する混合方式とすることで，通常の温まる。中間支点横桁はいずれも同様な構造であることから，った循環水を冷却する方式よりも早く循環水を冷却でき

主桁部分および隔壁部をプレキャストセグメント部材とる。システムの特徴としては，以下である。

するハーフプレキャスト構造が採用されている。端支点①②③

完全自動制御のため迅速かつ確実な制御が可能

および中間支点横桁の構造図を図-3, 図-4 に示す。いで，省力化も図れる。

ずれも桁高は約 2.8m，幅は約 10m，奥行は端支点横桁

常温水に低温水を混合する水温制御方式を採用

で約 2.4m，中間支点横桁で約 3.6m である。マスコンクすることによって，水温調節のレスポンスを高リートとなる部分はどちらも隔壁部間で 3.6m ほどの幅めた。

である。施工は 2018 年 6 月から 2019 年 12 月までの１

躯体コンクリートの温度が最高温度から制御温年半と長期にわたり，寒中対策が必要になる冬期から暑度以下に低下した後は，常に常温水が循環し，中対策が必要になる夏期と環境条件も多岐にわたった。

常温水槽の水温も徐々に上昇することから過冷却を防止できる。
④

４．事前解析と制御温度の設定

装置や水槽が独立しているため設置場所が施工
箇所に合わせてアレンジできる。

本システムを適用することにより，無人であっても迅速かつ確実な温度ひび割れ制御が可能になる。

インテリジェントパイプクーリングシステムは，事前解析で得られた温度をもとに制御を行うため解析の精度が非常に重要となる。そのため，以下の手順により実験と事前解析を行なった。

３．対象構造物①

実際に打設するコンクリートを用いた簡易断熱試験。

インテリジェントパイプクーリングシステムを導入②

パイプクーリングに使用する材料の設定。

したのは，橋長約 850m～950m の３現場の PC 上部工工③

解析モデルの作成。

事である。橋梁形式はいずれも連続プレキャスト U 形コ④

打設時期に合わせた条件の設定。

ンポ橋であり，現場内で製作したプレキャスト桁を運搬⑤

解析。

して架設ガーダーにより，別途施工した柱頭部に一括架⑥

解析結果より求めた制御温度の決定。

24

パイプクーリング水温自動制御装置の適用

表-1

コンクリートの配合と熱物性値
3

工
場

W/C
(%)

s/a
(%)

A
B
C

43.0
42.9
43.0

47.7
48.6
48.2

水
W
160
152
159

ｾﾒﾝﾄ
C
372
368
370

50℃温水での加温単位量(kg/m )
密度 ρ
比熱 cc
熱伝導率 λ熱拡散率 hc2
細骨材
粗骨材
混和剤
(kg/m3) (kJ/kg℃)(W/m℃)(m2/s)
S
G
SP
843
949
2.604
2324
1.30
2.10
7.04×10-7
880
951
2.478
2351
1.29
2.40
7.83×10-7
860
929
2.960
2318
1.31
1.60
5.25×10-7
セメント：普通ポルトランドセメント，混和剤：高性能 AE 減水剤
565

20℃水槽中での冷却
200

温度測定

165

φ150×300mm
ブリキ型枠

200
200

325

写真-1

熱伝導率試験状況

200
熱流測定

温度測定
熱流測定

コンクリートの発熱特性は使用する材料や配合によっ

図-5

単位：mm

簡易断熱型枠と測定位置ても異なることから，熱流センサーを使用した簡易断熱
試験 3),4)を実施することにより，熱伝導率と温度依存型

らパイプクーリングを行う条件（すなわち部位ごとのの水和発熱速度式を求めて解析精度の向上を図った。ま

に発熱速度が異なる条件）での温度解析の精度を高め

た，ひび割れをできるだけ制限するために，事前解析でるには，温度依存性を考慮した発熱速度のモデルを用

はひび割れ指数が 1.4 以上になる条件を求めた。

いることが有効である。そこで，鈴木ら 6)によってコンクリートへの適用が確認されている，式(3)で示される（１）コンクリートの配合および熱物性値

温度依存型の水和発熱速度式を用いることとした。試

端支点および中間支点横桁部において使用したコン

験では積算発熱量𝑄と限界水和発熱速度の対数𝑙𝑜𝑔𝐻 のクリートの配合および熱物性値を表-1 に示す。コンク

関係を求め，各位置，各時点における積算発熱量𝑄と絶対リートの呼び強度は 36，スランプは 12±2.5cm，空気量

温度 𝑇 から水和発熱速度 𝐻を求めた。

は 4.5±1.5％である。密度𝜌は配合値とし，比熱𝑐 はコン
クリート標準示方書 5)に示されている式(1)を用いて密度より算出した。熱伝導率𝜆も躯体コンクリートの温度上

𝑙𝑜𝑔𝐻

𝑙𝑜𝑔𝐻

𝑄

(3)

昇に影響することから，実際に打設するコンクリートを

ここに，𝑄：積算発熱量，𝐻 ：限界水和発熱速度用いた試験により求めた。試験方法は，中心部に熱電対

𝑇 ：絶対温度， 𝐸 ⁄𝑅：セメントの温度活性を埋め込んだφ150×300mm の円柱供試体を 50℃の温水中で一様に温めた後に 20℃の水槽に移し，時間経過と鈴木らによれば，打込み温度を 2 水準以上に変化させともに低下する供試体中心温度を計測した。試験状況をた断熱温度上昇試験により求めた断熱温度上昇量より，

写真-1 に示す。熱伝導率については，円柱供試体をモ

上記の関係を算定する方法が提案されているが，ここでデル化した 3 次元 FEM 温度解析においてさまざまな値

は実際の施工で使用するコンクリートの発熱速度を求めを設定し，温度の解析結果が実測値に最も近くなる値をるために，現地の生コン工場でも実施可能な簡易断熱試決定した。熱拡散率 hc2 はコンクリート標準示方書に示され験を実施し，その結果より算定することとした。試験にている式(2)を用いて算出した。

使用した発泡スチロール製の保温型枠は図-5 に示すと
おり，外径 565mm，高さ 725mm の円柱状で中心部には

𝑐

3.03

10 /𝜌

hc2＝𝜆/𝜌𝑐(1)

φ150×300mm のブリキ型枠を配置した。型枠は全面が(2)200mm の断熱材で覆われる形状である。測定項目は外気温，コンクリート温度，ブリキ型枠面での熱流束とし（２）コンクリートの水和発熱速度た。試験に用いたコンクリートは，打込み温度の変化をコンクリートの発熱速度は温度の影響を受ける。今回模擬するため，練上がったコンクリートと，練り上がりの対象物のように，表面からの放熱の影響を受けなが温度+10℃程度に加温および-10℃程度に冷却したコンク

25

三井住友建設技術研究開発報告

限界⽔和発熱速度の対数 log(H∞)

写真-2

加温と冷却状況第 18 号

写真-3

試験状況

25

A⼯場
B⼯場

20

図-8

C⼯場

端支点横桁解析モデル

15

プレキャストセグメント部
場所打ち部
パイプクーリング

10
5
0
-5
0

20

40

60

80

100

積算発熱量(kcal/kg)

図-6

積算発熱量𝑄と限界水和発熱速度の対数𝑙𝑜𝑔𝐻

図-9セメントの温度活性(-E/R)

0

表-2

-1000

中間支点横桁解析モデル

温度解析に用いたパイプクーリングの条件

⽔槽容量(m³)-2000

通⽔温度(℃)-3000

通⽔流量(ℓ/min)
通⽔流速(cm/sec)
熱伝達率(kcal/m²h℃)
通⽔時間(時間)

-4000
-5000

A⼯場

-6000

B⼯場

3.0
通⽔開始時は⽇平均気温と同温
その後は循環による⽔温上昇
10
87.2
50.2
(当社試験値)
72

C⼯場

-7000
0

図-7

20

40

60

積算発熱量(kcal/kg)

80

100

積算発熱量𝑄とセメントの温度活性 𝐸/𝑅

標準示方書の値を使用した。
（４）解析モデルとパイプの配置
今回の橋梁の形状に合わせて作成した端支点横桁おリートの 3 水準について試験を行った。供試体の加温，よび中間支点横桁の解析モデルを図-8, 図-9に示す。中冷却状況を写真-2，試験状況を写真-3 に示す。また，

間支点部は前述のとおり，いずれも同様な構造であるこ

簡易断熱試験の結果を用いて算定した積算発熱量𝑄と限界とから，主桁部分および隔壁部をプレキャストセグメン

水和発熱速度の対数𝑙𝑜𝑔𝐻 の関係を図-6 に積算発熱量𝑄

ト部材とするハーフプレキャスト構造となっている。パ

とセメントの温度活性 𝐸 ⁄𝑅 の関係を図-7 に示す。同じ

イプは橋軸直角方向に40～50cmの間隔で高さ方向には4呼び強度のコンクリートであっても，使用している材料

段配置した。コンクリート中の配管延長は端支点モデル

が違うと発熱速度には差がある事が分かる。解析にはこで62.9m，中間支点モデルで68.8mである。

の結果を水和発熱モデルとして定義した。
（５）外気温と打込み時のコンクリート温度（３）パイプクーリングとそのほかの物性値

事前解析に用いた工事場所付近の月別平均気温と日最高

パイプクーリングには実際に工事で使用する外径

気温の平年値（統計期間：1981～2010年）を表-3に示

21.5mm，内径 15.6mm のポリエチレン管の熱伝達率を使す。1年間の気温の変化はサインカーブで近似し，月平用し，そのほかのパイプクーリングの条件は表-2 とし

均気温の平年値を外気温として用い，コンクリートの打た。木型枠の熱伝達率については，これまでの実績から込み温度は外気温+5℃を使用した。また，寒中対策が5W/m2 とし，それ以外の物性値についてはコンクリート

必要となる12月から3月の期間は足場全体をシートで覆26

パイプクーリング水温自動制御装置の適用

表-3

外気温の平年値

単位：℃

項目

1月

2月

3月

4月

5月

6月

7月

８月
8

9月

10 月

11 月

12 月

月別平均気温

2.5

3.1

6.2

11.3

15.5

18.9

22.4

23.7

20.5

15.1

9.9

5.0

日最高気温

7.7

8.1

11.2

16.5

20.4

23.1

26.6

28.4

25.1

20.0

15.1

10.4

80

写真-4

冷温水槽

常温水槽

発電機

写真-5

装置配置状況

実施状況

い，打設時から 4 日間は 5℃の環境を保持する条件とした。コンクリートの打込み温度は，各プラントにおける60

温度 （℃）

装置

制御温度より実測温度が上回り低温⽔が流れた

制御温度より実測温度が下がり常温⽔が流れた

40

20←低温⽔期間→

0
8/2

8/3

8/4
⽇付

これまでの実績温度を用いた。
通⽔温度（６）制御温度の設定

制御温度

インテリジェントパイプクーリングシステムは計測値

実測温度

が制御温度を超えた段階で通水温度を下げる設定となっ8/6

躯体内に通⽔する⼊⼝⽔温
事前解析温度に対して，その最⼤値が５℃低くなる⽐率を乗じることによって定めた温度
実際に測定されたコンクリート温度

図-10ており，実際の温度は制御温度よりも少し高くなるため，

8/5

代表的な温度計測結果

事前解析である設計値よりも低く設定する必要がある。
そのため，循環水の温度をコントロールするための制御に常時データを管理する人員が省け，省力化にも貢献す

温度は温度の事前解析値に対して，その最大値が-5℃低るシステムであることが分かる。

くなる比率を乗じることによって定めた。
（２）計測結果と検証

５．実施工

長期にわたるシステムの適用において，事前解析値と実測値が乖離するケースがいくつか出てきた。原因究（１）インテリジェントパイプクーリングシステムにおける水温自動制御の検証

明のため，施工条件や環境条件を再調査するとともに再現解析を行った。施工時期の異なる実測温度と通水温度インテリジェントパイプクーリングシステムの実施の計測結果に，事前解析結果，制御温度と新たに実施し状況を写真-4, 写真-5 に示す。一体型のシステムではた再現解析の結果を加えた例を図-11 に示す。再現解析

大型となり設置場所が制限されてしまうが，本システム

は施工時に打ち込まれたコンクリート温度や環境温度，

は装置や水槽が独立しているため，施工箇所に合わせて

通水温度と通水速度をもとに実施した。

配置できるコンパクトな仕様となっている。

図-11 に示すように，冬期施工の寒中対策期間におい代表的な実測温度と通水温度，常温水槽水温と低温て実際の温度が事前解析を上回る箇所が確認された。こ水槽水温の計測結果を図-10 に示す。実測温度の計測は，の原因として以下のことが考えられ，再現解析によって事前解析で温度が最大になった位置で行なった。温度計確認した。

測結果をみると，コンクリート温度が制御温度よりも低①

施工開始当初の事前解析に用いた外気温は，気い場合には比較的温度の高い常温の水が流れ，コンクリ

象庁が提供する 1981～2010 年の月平均気温の平ート温度が制御温度よりも高い場合にはそれよりも年値を用いていたが，実際には施工時の外気温

20℃程度低い温度の水が流れていて，本装置の特徴でが高く，それに伴い打込み温度も高くなり，温ある水温調節のレスポンスの高さが分かる。このことか度上昇も早く，打込み後のコンクリートの最高
温度が上がったこと。

ら，インテリジェントパイプクーリングシステムは正常に動作しており，適切に自動制御が行われている事が確認できた。また，水温が自動で切り替わる点で，通水時②

寒中対策として実施した給熱養生の影響が考えられ，事前解析では 5℃で設定していた給熱養生

27

80

寒中対策期間60

温度 （℃）

40

20

60

60

40

20
低温⽔期間←

0
1/25

1/26

1/27
⽇付

1/28

40

20

0
2/12

1/29

低温⽔期間←

2/13

2/14
⽇付

2/15

6/7

0
11/26

11/27

80

60

60

60

20

0

40

8/2

低温⽔
期間

低温⽔期間

8/3

8/4
⽇付

8/5

8/6

6/8
⽇付

6/9

6/10

11/29

11/30

40

20

20
低温⽔
期間

低温⽔期間

6/6

80

40

低温⽔
期間

0
2/16

80

温度 （℃）

温度 （℃）

80

寒中対策期間温度 （℃）

温度 （℃）

80

第 18 号温度 （℃）

三井住友建設技術研究開発報告

0
9/17

図‐11

低温⽔期間

低温⽔期間

9/18

9/19
⽇付

9/20

9/21

低温⽔期間

11/28
⽇付

水温自動制御結果と解析結果

に対し，実際には 5～15℃程度であったこと。

ては次の点に留意する必要がある。

①については 2018 年 11 月までの計測データに基づき① 近年，外気温は上昇している傾向にあるので，解析検討を行い，2018 年 12 月以降の外気温については日最時に用いる外気温の設定には注意する必要がある。

高気温を使用し，コンクリートの打込み温度は外気温② 実施工において給熱養生などの寒中対策を実施する+8℃と対策した。しかし，②については，実施工にお場合は，環境温度を適切に検討し，設定，管理する

いて給熱養生を実施する場合，環境温度を適切に検討し，必要がある。

設定および管理する必要があることが分かったが，本工事では対処できず今後の課題となった。ただし，実際の参考文献

温度が事前解析を上回った箇所においては，再現解析を

1） 䑓哲義，樋口正典，原勝哉，村尾光則：パイプクー

実施し，ひび割れ指数が 1.4 以上であることと，ひび割

リングにおける水温自動制御装置の開発，プレストれが発生していないことを確認している。

レストコンクリート工学会第 26 回シンポジウム論文

実測温度と再現解析温度を比較すると，最高温度の差は最大 5℃程度と小さく，温度の昇温および降温勾配集，pp.243-248，2017.10
2） 二木英人，䑓哲義，原勝哉，樋口正典：水温自動制

もほぼ等しく，適切に再現できていることが確認できた。

御機能を有するインテリジェントパイプクーリング

インテリジェントパイプクーリングシステムを使用するを適用したマスコン対策技術，日本コンクリート工

際は制御温度の精度，すなわち事前解析の精度が重要に学会コンクリート工学，pp.585-590，2018.7なるので，実際に打ち込むコンクリートの熱伝導率や温3） 䑓哲義，樋口正典，梶貢一，澤本武博：熱流センサ

度依存型の発熱速度式を簡易断熱試験によって求めるこーを用いたコンクリートの簡易断熱試験，土木学会とは有用な手段であることが分かる。

第 73 回年次学術講演会，V-399，pp.797-798，2018.8
4） 䑓哲義，樋口正典，梶貢一，澤本武博：簡易断熱試

６．まとめ

験による温度依存性を考慮した発熱速度推定に関する研究，プレストレストコンクリート工学会第 27 回

PC 上部工横桁部の 145 箇所にインテリジェントパイ
プクーリングシステムを適用した結果，完全自動制御による水温制御が確認でき，システムの性能と現場での適シンポジウム論文集，pp.543-548，2018.11
5） 土木学会：2017 年制定

コンクリート標準示方書[設計編]，2017

用性および省力化の効果が確認された。また，確認でき

6） 鈴木康範，辻幸和，前川宏一，岡村甫：コンクリー

るすべての施工箇所においてひび割れ指数 1.4 以上に制ト中に存在するセメントの水和発熱過程の定量化，御でき，ひび割れもない良質な横桁部を構築することが土 木 学 会 論 文 集 ， 第 414 号 ，V-12，pp.155-164，

できた。今回，1 年半と長期にわたる施工を通して事前

1990.2解析の重要性を改めて再認識した。特に条件設定につい28

超低収縮高強度繊維補強コンクリートの基礎的性質

超低収縮高強度繊維補強コンクリートの基礎的性質
Fundamental Properties of Ultra-low Shrinkage and High-strength Fiber Reinforced Concrete
建設基盤技術部

佐々木

亘 WATARU SASAKI

建設基盤技術部

恩田

陽介 YOUSUKE ONDA

建設基盤技術部

松田

拓 TAKU MATSUDA

短繊維補強コンクリートは，短繊維をマトリクス中に分散させるために一定のペースト量を確保する必要がある。これは，流動性と材料分離抵抗性の確保のために単位水量が大くなる傾向にあることを意味し，収縮をはじめとする体積変化に対しては決して有利な条件ではない。そこで本稿では，超高強度コンクリートで実績のある複数の混和材からなる結合材とフェロニッケルスラグ細骨材による収縮低減効果に着目し，短繊維補強
コンクリートにおける効果の確認を行った。その結果，従来の高強度繊維補強コンクリートに比べて，流動性や力学特性は同程度または向上させながら，大幅に単位水量と自己収縮を低減できることを確認した。
キーワード：短繊維，高強度，自己収縮，混和材，フェロニッケルスラグ細骨材

Fiber reinforced concrete needs to have a certain amount of paste to disperse the short fibers in the matrix.
This means that the unit water content tends to be larger than that of plain concrete to ensure fluidity andsegregation resistance, which is never a favorable condition for volume changes such as shrinkage. In thispaper, the shrinkage reduction effect by using ferronickel slag sand and binder which is a combination ofseveral supplementary cementitious materials that have been used in ultra-high strength concrete, was verified.
As a result, it was confirmed that the unit water content and autogenous shrinkage could be significantly
reduced while the flowability and mechanical properties were similar or improved compared to theconventional high-strength fiber reinforced concrete.
Key Words: Sort fiber, High strength, Autogenous shrinkage, Supplementary cementitious materials,
Ferronickel slag sandに特化した設計施工指針 2), 3)が取り纏められるとともに，

１．はじめに

実構造物への適用も進められている 4)。
繊維補強セメント複合体（以下，FRCC と称す）の大

コンクリート等のセメント複合体の配合設計に当たっきな特徴は，セメント複合体の弱点であるひび割れ発生て，単位水量（同一の水粉体容積比においては単位ペー

後の力学特性を大きく改善することにある。短繊維をコ

スト容積と同義）は可能な限り低減するのが望ましいこ

ンクリートやモルタルといったセメント複合体に均一にとは言うまでもない。しかし，FRCC においては，マト分散させることで，ひび割れ幅の抑制，じん性や耐衝撃

リクス中に実積率 5)の小さな固体である短繊維を分散さ性の向上，引張強度，曲げ強度やせん断強度の改善などせる必要があることから，流動性と材料分離抵抗性を確を図ることができる。FRCC については，古くは 20 世紀保するためには，一般のコンクリートやモルタルに比べ初頭から検討が行われてきた。我が国では 1970 年代あて大きい単位ペースト容積が必要となる傾向にある。一たりから構造利用を目的とした研究が精力的に行われ，方で，フェロニッケルスラグ細骨材（FNS）等の収縮低土木学会をはじめとする様々な機関で鋼繊維補強コンク

減効果を有する細骨材ならびに複数の産業副産物を組み

1)が整備された。近年合わせた結合材を用いることで，流動性は確保したままでは，超高強度繊維補強コンクリート（以下，UFC）や単位水量を大きく低減することができ，かつ収縮が極め

複数微細ひび割れ型繊維補強セメント複合材料（以下，て小さい高強度コンクリートが得られることがわかって

SHCC）といった高性能な FRCC が開発され，それぞれ

きた 6)。そこで本稿では，FNS と複数の産業副産物からリートの設計施工に関する指針類

29三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

表-1
材料
水
セメント
フライアッシュシリカフューム

結合材
（粉体）

細骨材
粗骨材
短繊維
高性能減水剤
消泡剤

化学
混和剤

記号

CS-MS175
CS-MS155
CS-MFS155
FNS-MFS175
FNS-MFS155
FNS-MFS135

使用材料

物性など
上水道水（千葉県流山市）
中庸熱ポルトランドセメント，比表面積 3,250 cm2/g，密度 3.21 g/cm3
JIS I 種相当品，SiO2 68.9%，Ig.loss 2.0%，比表面積 5,590 cm2/g，密度 2.39 g/cm3
エジプト産，SiO2 93.6%，BET 比表面積 22.3 m2/g，密度 2.26 g/cm3
フェロニッケルスラグ細骨材，吸水率 2.70%，表乾密度 2.90 g/cm3
鹿沼産硬質砂岩砕砂，吸水率 1.45%，表乾密度 2.62 g/cm3
鹿沼産硬質砂岩砕石 1305，表乾密度 2.63 g/cm3
鋼繊維，φ0.2×15 mm，引張強度 2000 N/mm2 以上，表乾密度 7.85 g/cm3
ポリカルボン酸エーテル系化合物
ポリアルキレングリコール誘導体

表-2

コンクリートの配合条件

水粉体
容積比
w/p
[%]

水
結合材
比
W/B
[%]

単位
水量
W
[kg/m3]

モルタル
細骨材
容積比
s/mor
[%]

単位
粗骨材
絶対容積
Vg
[L/m3]

短繊維
混入率
Vf
[%]

空気量
[%]

42.5

13.8
13.8
15.0
15.1
15.0
15.1

175
155
155
175
155
135

22.8
31.6
31.6
22.8
31.6
40.4

200

1.0

3.0

記号
W
M
B
FA
(P)
SF
FNS
S
CS
G
Fb
SP
DF

粉体の構成比率
（容積比）
M
86
86
55
55
55
55

FA
30
30
30
30

SF
14
14
15
15
15
15

写真-1

鋼繊維

なる結合材が高強度繊維補強コンクリートの単位水量や自己収縮に与える影響について報告する。

（２）測定項目
フレッシュ性状の確認として，練り上がり後直ちにス

２．実験概要ランプフローおよび空気量の測定を行った。硬化特性の確認として，自己収縮ひずみ，圧縮強度，静弾性係数，（１）使用材料および配合

ひび割れ発生強度および引張軟化特性の測定を行った。

使用材料を表-1 に示す。結合材として中庸熱ポルト各供試体の採取は，フレッシュ性状の確認に続いて行っランドセメント（M），フライアッシュ（JIS I 種相当品，た。供試体の寸法は，自己収縮ひずみおよび引張軟化特

記号 FA）およびシリカフューム（SF）を使用した。FNS

性の測定では 100×100×400 mm であり，圧縮強度，静弾は吸水率が比較的大きいものであり，一般的な硬質砂岩

性係数およびひび割れ発生強度の各試験では ϕ100×200

砕砂（CS）と比較を行った。鋼繊維は UFC で多用されmm である。供試体の養生は 20℃封緘養生とし，圧縮強る細径の繊維を使用した。外観を写真-1 に示す。

度および静弾性係数試験は材齢 3, 14, 28, 91 日，その他

コンクリートの配合条件を表-2 に示す。一般的な超の強度試験は材齢 28 日で行った。自己収縮ひずみは「高高強度コンクリートを想定した，細骨材 CS および M と流動コンクリートの自己収縮試験方法」 7) を参考に，

SF からなる結合材（質量比 9:1）を用いた配合（記号: CS-

100×100×400 mm 角柱供試体の中央に埋め込み型ひずみMS），ならびに，細骨材 FNS および M，FA と SF から計を設置し，20℃封緘状態における打込み直後からのひなる結合材（容積比 55:30:15）を用いた配合（記号: FNS-

ずみを測定した。ひび割れ発生強度は UFC 指針 2)を参考

MFS）を基本とし，単位水量を 175 kg/m3 から 20 kg/m3に，割裂引張強度試験において供試体端面のひずみを測ずつ減じて後述の測定項目へ与える影響を調べた。また，

定し，ひずみ変化が不連続になった応力をひび割れ発生

1 水準のみであるが，細骨材 CS および M，FA と SF か強度とした。引張軟化特性は，JCI-S-002-2003 およびらなる結合材を用いた配合（記号: CS-MFS）でも確認を

JCI-S-001-2003 付属書に準じて，切欠きのあるはりの曲行った。水粉体容積比，空気量，単位粗骨材絶対容積おげ試験結果を逆解析することによって求めた。

よび短繊維混入率は全ての配合で一定とした。すなわち，
本実験における単位水量の変化は一定容積のモルタル中

３．実験結果および考察

での細骨材容積比（s/mor）の変化を意味する。
コンクリートは公称容量 60 リットルの強制二軸ミキ（１）フレッシュ性状

サを用いて，空練り→モルタル練り→コンクリート練り

表-3 に化学混和剤の使用量およびフレッシュ試験の→FRCC 練りの順となるよう材料を投入し練り混ぜた。

結果，図-1 に単位水量とスランプフローの関係を示す。

30

超低収縮高強度繊維補強コンクリートの基礎的性質

記号

CS-MS175
CS-MS155
CS-MFS155
FNS-MFS175
FNS-MFS155
FNS-MFS135

フレッシュ試験結果

3.0
3.5
2.8
2.5

0.03

570
425
680
820
765
680

69.5
19.2
5.5
10.9
23.7

3.3
2.5
2.7
4.8
3.9
4.5

26.4
27.8
24.8
24.2
24.6
25.1

900
スランプフロー [mm]表-3

化学混和剤の500 mmコンク
使用量
スランプ フロー
空気量 リート
フロー 到達
温度
[%]
SP
DF
時間
[mm]
[℃]
[B×%] [B×%]
[s]

2.5
2.5

800
2.5

700

2.8

600
500

3.5

CS-MS
CS-MFS
FNS-MFS

400
300

3.0

数字はSPの使用量 [B×%]

200
95

115

135

155

175

195

単位水量，W [kg/m3]

図-1

一般的な超高強度コンクリートの材料・配合をマトリ

単位水量とスランプフローの関係クスとした CS-MS シリーズでは，単位水量が 175 kg/m3
では，SP 量が比較的多い B×3.0%の条件でもスランプ

200

ると，SP を 3.5%まで増加させてもスランプフローは大きく低下し，それ以上単位水量を減じることは難しいと考えられた。これに対して結合材にフライアッシュを用いた CS-MFS155 では SP 量を減じても流動性が大きく改善した。一方，FNS-MFS シリーズではさらに流動性が改善し，CS-MS と比べて SP を大きく減じた条件であっても高い流動性が得られた。単位水量の低減に伴うスラ長さ変化率 [×10-6]

フローは 570 mm であった。単位水量を 155 kg/m3 に減じ

CS-MS175
CS-MFS155
FNS-MFS155

0

CS-MS155
FNS-MFS175
FNS-MFS135

-200
-400
-600
-800
-1000
0

7 14 21 28 35 42 49 56 63 70 77 84 91 98
注水からの経過時間 [日]ン プ フ ロ ー の 減 少 の 程 度 も 小 さ く ， 単 位 水 量 を 135
kg/m3 まで減じても CS-MS175 より高い流動性が得られ

図-2

自己収縮ひずみた。CS-MFS の結果も考慮すると，フライアッシュによるベアリング効果ならびにセメント量の低減によってペ用いた配合であってもプレーンコンクリートと同様の効ーストの流動性が向上し，さらに FNS によってモルタ果が期待できることがわかった。なお，材齢 28 日で 200

ルの流動性が向上したと考えられる。

×10-6 程度の自己収縮ひずみは，PC 上部工で多用される
水セメント比 40%程度のコンクリートと同程度 8)である。

（２）自己収縮ひずみ
図-2 に自己収縮ひずみの測定結果を示す。全般的な（３）強度特性

挙動としては，材齢 1 日以降の自己収縮ひずみに与える

図-3 に圧縮強度の測定結果を示す。結合材に FA を用

実験要因の影響は小さく，主たる差異は材齢 1 日程度でいた結合材 MFS では MS と比べて材齢 3 日の圧縮強度生じている。CS-MS シリーズでは，材齢 28 日で 800×が小さいが，材齢 14 日以降は同程度以上となることが10-6 程度の自己収縮ひずみを生じており，単位水量の変わかる。特に FNS を用いた場合には FNS の単位量が増化による自己収縮ひずみの変化は極めて小さい。結合材

加するに伴って圧縮強度も高くなっており，既報 6)と同のみを変化させた CS-MFS155 では材齢 28 日の自己収縮様の効果が得られていることが分かる。図-4 に圧縮強-6 程度となり，FA の使用により自己収度と静弾性係数の関係を示す。単位水量を低減（s/mor をひずみが 600×10

縮の低下が生じている。一方，FNS-MFS シリーズでは，

増大）させると圧縮強度に対する静弾性係数が大きくな

単位水量 175 kg/m3 の条件で材齢 28 日の自己収縮ひずみ

るが，CS と比べて FNS を用いた場合にはその増加の程が 400×10-6 と CS-MS シリーズの約 1/2，単位水量 155

度が大きい。一方，CS シリーズの結果より，圧縮強度kg/m3 では 300×10-6 程度であり，FNS の使用により FAと静弾性係数の関係に与える結合材（FA の使用）の影響の効果を上回る収縮低減効果が得られている。単位水量は極めて小さいことがわかる。

135 kg/m3 では 200×10-6 程度まで小さくなり，CS では確

図-5 にひび割れ発生強度の測定結果を示す。ひび割

認されなかった，単位水量の低減に伴う自己収縮ひずみ

れ発生強度は，細骨材の種類によらず s/mor の増加にとの減少も生じている。これらのことから，FNS によってもなって増加する傾向がみられた。特に，CS-MS シリ

自己収縮が大きく低減されていると推察され，短繊維をーズでは圧縮強度とは逆の傾向となっている。また，W31圧縮強度 [N/mm2]

240

第 18 号

20℃封緘養生，材齢[日]

200

3

14

28

91

ひび割れ発生強度 [N/mm2]

三井住友建設技術研究開発報告

160
120
80
40
0
175

155

155

MS

175

155

MFS

結合応力 [N/mm2]

静弾性係数 [kN/mm2]

12CS-MS175
CS-MS155
CS-MFS155
FNS-MFS175
FNS-MFS155
FNS-MFS135

30
20
10
80

120

160

200

155

135

MFS
FNS

ひび割れ発生強度

CS-MS175
CS-MS155
CS-MFS155
FNS-MFS175
FNS-MFS155
FNS-MFS135

20℃封緘養生，材齢28日

10
8
6
4
2
0

240

0

圧縮強度 [N/mm2]

図-4

175

MFS

図-5

圧縮強度

40

155

CS

50

40

155
MS

20℃封緘養生

0

175

FNS

図-3

60

20℃封緘養生，材齢28日

MFS

CS

70

135

10
9
8
7
6
5
4
3
2
1
0

1

2

3

4

仮想ひび割れ幅 [mm]圧縮強度と静弾性係数の関係

図-6

引張軟化特性= 155 kg/m3 の結果からは，ひび割れ発生強度は FA の使用では小さく，細骨材は CS に比べて FNS のほうが大き参考文献

くなる傾向がみられた。図-6 に引張軟化特性の算出結

1)

施工指針（案），1983. 3

果 を 示 す 。 FNS-MFS155 お よ び 135 ， な ら び に CSMFS155 の引張軟化特性はほぼ同程度であり骨材の影響

2)
3)
4)

土木学会：繊維補強コンクリートの構造利用研究小委員会成果報告書，2015. 8検討が必要である。また，FNS-MFS175 については，ひび割れ発生強度および引張軟化特性における引張応力が土木学会：複数微細ひび割れ型繊維補強セメント複合材料設計施工指針（案），2007. 3

合材の収縮特性の違いが短繊維の付着に影響を与えている可能性が考えられるが，データの蓄積を含めた詳細な

土木学会：超高強度繊維補強コンクリートの設計・施工指針（案），2004. 9は小さいと考えられる一方で，FA を使用していない
CS-MS シリーズのほうが高い引張応力が得られた。結たとえば，土木学会：鋼繊維補強コンクリート設計

5)

佐々木亘，谷口秀明，樋口正典，宮川豊章：短繊維

共に他の配合に比べて小さい結果であった。自己収縮とのかさ容積による高強度繊維補強コンクリートの流同様に FNS においては s/mor の影響が大きくなっている

動性の評価，コンクリート工学年次論文集，Vol. 73,

可能性も考えられるが，これも同様にデータを蓄積して

No. 1, pp. 307-312, 2015. 7

検討していく必要がある。

6)

松田拓，蓮尾孝一，野口貴文：細骨材の違いが超高強度コンクリートの性状に及ぼす影響，コンクリー

４．まとめ

ト工学年次論文集，Vol. 37, No. 1, 2015. 77)できる材料の短繊維補強コンクリートへの適用性につい日本コンクリート工学協会：超流動コンクリート研
究委員会報告書（II），pp. 209-210, 1994. 5

超高強度コンクリートの単位水量と収縮を大きく低減
8)

谷口秀明，佐々木亘，樋口正典，村田宣幸：東北地て確認を行った結果，短繊維補強コンクリートであって方の骨材を用いたコンクリートの品質評価，第 20 回

も，一般的な材料を用いた場合と比べて流動性を確保ま

プレストレストコンクリートの発展に関するシンポ

たは向上しつつ，単位水量と自己収縮の著しい低減が可ジウム論文集，pp. 461-464, 2011. 10

能であることが分かった。

32

人工軽量細骨材を使用した低環境負荷型・超低収縮高強度コンクリートの各種性状

人工軽量細骨材を使用した低環境負荷型・超低収縮
高強度コンクリートの各種性状
Properties of Low Environmental Impact and Ultra-low Shrinkage High-strength Concrete Using
Artificial Lightweight Fine Aggregate
建築基盤技術部

峯竜一郎

RYUICHIRO MINE

建築基盤技術部

坂本

遼

RYO SAKAMOTO

建築基盤技術部

松田

拓TAKU MATSUDA

建築技術部

菅谷

泰之

YASUYUKI SUGAYA

建築技術部

若林

信太郎

SHINTARO WAKABAYASHI

建築技術部

横山

徹

TORU YOKOYAMA

本研究は，自己収縮と乾燥収縮のどちらも低減することのできる低環境負荷型高強度コンクリートの開発を目的とするものである。これを実現するため，結合材はセメントの 6 割程度を副産物で置換し，細骨材に人工軽量細骨材を使用することで，単位水量を通常よりも低減させた。その結果，フレッシュ試験により，スランプフローが 70cm を超える高流動性が確認された。また，人工軽量細骨材を使用したコンクリートの圧縮強度は，内部養生効果により，水分供給のない養生条件と水中養生で有意な差は生じないことが明らかとなった。さらに，収縮ひずみは，自己収縮と乾燥収縮のどちらも小さくなった。
キーワード：高強度コンクリート，人工軽量細骨材，低環境負荷，単位水量，圧縮強度，収縮ひずみ

Low environmental impact and ultra-low shrinkage high-strength concrete was developed. Regarding
mix proportion of developed concrete, unit water content was reduced extremely compared toconventional concrete by replacing around 60 % of cement with by-products and using artificial
lightweight fine aggregate (LWS). As a result, it was clarified that 1) the figure of slump flow exceeded
more than 70cm and 2) the difference of curing conditions, such as the presence or absence of watersupply and water dissipation, have little effect on compressive strength. Furthermore, it was also clarified
that 3) both autogenous shrinkage and drying shrinkage of developed concrete were extremely low due
to LWS.
Key Words: High-strength concrete, Artificial lightweight fine aggregate, Low environmental impact,
Unit water content, Compressive strength, Shrinkage

１．はじめにされる現象であり，人工軽量細骨材を用いた場合で広く知られている 3)。近年では人工軽量細骨材を使用して超著者らは，超低水結合材比条件下で吸水率が大きい
フェロニッケルスラグ細骨材を用い，単位水量を極力低高強度コンクリートの自己収縮を低減する技術が報告されている 4)。

減すると，自己収縮と乾燥収縮どちらも極めて少ない高本研究は，超低水結合材比条件下において人工軽量

強度コンクリートが得られることを示した 1)。また，自細骨材を使用して単位水量を通常よりも低減するととも

己収縮が低減されるメカニズムは，内部養生効果に起因に，セメントの 6 割程度を副産物で置換することで，自2)。内部養生効果は，コンクリート

己収縮と乾燥収縮のいずれも低減することのできる低環

中に高含水率の材料を使用することで，セメントペース

境負荷型な高強度コンクリートの開発を目的とするもの

トの自己乾燥時に内部から水分を供給し自己収縮が低減である。本報では，その試験結果のうち，フレッシュ試すると考察している

33

三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

験結果，圧縮強度試験結果および収縮ひずみ測定結果に囲だった。細骨材を HS とした水準のスランプフロー値

ついて報告する。

は 31.5～46.6cm だった。また，SP 添加率は，細骨材をLWS とした水準で 0.75～1.00%，HS とした水準で 0.85

２．使用材料とコンクリートの調合条件～1.75%だった。
SP 添加率とスランプフローの関係を図—1 に示す。

使用材料を表-1 に示す。結合材は普通ポルトランド

W130-HS は SP 添加量が W130-LWS より多いにもかか

セメント（NC），高炉スラグ微粉末（BF），シリカフュ

わらず，W130-LWS よりスランプフロー値が小さい。

ーム（SF）の 3 成分系とした。細骨材は，原料が膨張性

すなわち，細骨材を LWS としたコンクリートは，細骨頁岩の人工軽量細骨材（LWS）と硬質砂岩砕砂（HS）

材を HS としたものと比べ，少量の SP 量で同一のスラの 2 種類とした。粗骨材は最大粒径が 20mm の硬質砂岩

ンプフローを得ることが出来ると考えられる。また，砕石とした。高性能減水剤（SP）については，ポリカ

PP 繊維を混入した水準については，細骨材を LWS とし

ルボン酸系が主成分の SP1 と SP2 の 2 種類を使用した。

た場合，PP 繊維を混入することでスランプフローの値

コンクリートの調合条件を表-2 に示す。水結合材比を
表-1

18.0%，細骨材率を 47.5%，単位水量を 130kg/m3 とした。
結合材は質量比で NC:BF:SF=38:52:10 とした。なお，
W140-LWS については，実製造における細骨材の表面
水率補正などの影響による単位水量の変動を想定し，

種類

物性値

記号

水

上水道水

-

W

セメント

普通
ポルトランドセメント

密度：3.16g/cm³
比表面積：3,290cm²/g

NC

高炉スラグ微粉末

密度：2.89g/cm³
比表面積：4,630cm²/g

BF

シリカフューム

密度：2.20g/cm³
比表面積：200,000cm²/g

SF

人工軽量細骨材

表乾密度：1.86g/cm³
吸水率：15.5%

LWS

硬質砂岩砕砂表乾密度：2.61g/cm³
吸水率：1.08%

HS

硬質砂岩砕石

表乾密度：2.64g/cm³
吸水率：0.62%
実積率：62.1%

HG

高性能減水剤（Ⅰ種）

ポリカルボン酸系

SP1

高性能減水剤（Ⅰ種）

ポリカルボン酸系

SP2

消泡剤

エステル脂肪酸系

AF

ポリプロピレン繊維

繊維長さ：2mm
繊維径：18μm

PP

W130-LWS の計画調合に対して 10kg/m3 に相当する水を外割で添加した。コンクリートの練混ぜは強制 2 軸ミキ

混和材

サを使用し，水と化学混和剤以外の材料を投入し，10秒攪拌後に水と化学混和剤を投入する一括練りとした。
ポリプロピレン繊維（以下，PP 繊維）を混入した水準

細骨材

については，コンクリートの練混ぜ完了後に PP 繊維を投入し，試料を作製した。

粗骨材

３．フレッシュ試験結果
化学
混和剤

フレッシュ試験結果を表—3 に示す。スランプフロー
有機
繊維

値は，細骨材を LWS とした水準で，43.5～73.8cm の範
表-2
NO.
1
2
3
4
5
6

記号
W130-LWS
W130-LWS-PP
W140-LWS
W130-LWS-SP2
W130-HS
W130-HS-PP

SP

W/B
(%)

コンクリートの調合条件
s/a
(%)

18.0

140

47.5

NO.

記号

1
2
3
4
5
6

W130-LWS
W130-LWS-PP
W140-LWS
W130-LWS-SP2
W130-HS
W130-HS-PP

34

LWS

HS

B

S
NC

BF

SF

3.5

140

LWS
517

722

274

376

G

HS
0

809
0

PP
0
3

72

130

表-3

細骨材
種類

W
130

130

SP1

単位量（kg/m³）

Air
(%)

130

SP1
SP2

W
(kg/m³)

使用材料

名称

725

0
3

フレッシュ試験結果

SP
[B×%]

AF
[B×%]

スラ
ンプ
[cm]

0.75
0.95
0.75
1.00
0.85
1.75

0.003
0.003
0.003
0.003
0.003
0.003

23.5
19.5
23.5

スランプ
フロー
[cm]

50cm
スランプ
フロー
到達
時間
[Sec]

スランプ
フロー
停止
時間
[Sec]

空気
量
[%]

73.3
43.5
73.8
72.3
31.5
46.6

13.7
11.4
14.2
-

172.0
148.0
169.0
141.0
-

2.3
2.9
2.3
2.2
2.8
2.1

単位
練上がり
容積
温度
質量
[℃]
［kg/m³］
2199
2224
2216
2222
2418
2427

22.8
22.9
22.3
22.7
24.1
23.2

練混ぜ
時間
[Sec]
190
220
190
190
310
220

人工軽量細骨材を使用した低環境負荷型・超低収縮高強度コンクリートの各種性状

80が 30cm 程度低下する結果となったが，細骨材を HS と維を混入していない水準と同一のスランプフローになると考えられる。なお，スランプフローが 70cm を超えた水準がいくつかあるが，図—2 に示すように，粗骨材が中心部に偏在しておらず，目視の範囲で材料分離は発生
していなかった。

スランプフロー（cm）

した水準と同様に SP 添加率を大きくすることで，PP 繊

W130-LWS
W130-LWS-SP2

70

W140-LWS

60

W130-LWS-PP
W130-HS50

W130-HS-PP
40

〇：LWS
□：HS

30

スランプフローの経時変化を図—3 に示す。スランプ
20

フロー試験は，注水時刻を基点に 5 分，30 分，60 分の00.5

時点で実施した。W130-LWS と W140-LWS は SP1 を，

1

1.5

2

SP添加率（B×%）

W130-LWS-SP2 は SP2 をそれぞれ使用している。いずれ

図-1

SP 添加率とスランプフローの関係の水準も，注水から 60 分後のスランプフロー値は注水から 5 分後のスランプフロー値より低下した。その変化
量 は そ れ ぞ れ W130-LWS で 22.0cm，W140-LWS で
12.5cm，W130-LWS-SP2 で 2.0cm であり，SP2 を使用した場合に少なくなった。本検討より，SP2 を使用することで，経時変化によるスランプフローの低下を小さくすることが可能であることがわかった。

４．圧縮強度試験結果
図-2

スランプフロー試験結果（W130-LWS）

圧縮強度試験結果を図—4 に示す。養生条件は，水中80

養生と水分供給のない養生条件として 90℃封かん養生，日まで封かん養生とし，その後気中養生（以下，7dry）の計 4 水準とした。試験材齢はそれぞれ 91 日，7 日，
105 日，106 日とした。細骨材を LWS とした水準に着目する。W130-LWS は養生条件の違いによる圧縮強度の差は見られなかった。W130-LWS-PP と W130-LWS を比較すると，養生条件の違いによらず，PP 繊維を混入す

SP2
スランプフロー（cm）

20℃封かん養生，水分が逸散する養生条件として材齢 7ることで圧縮強度は 10%程度低下する傾向が見られた。

70

SP1

60

W130-LWS
50

W130-LWS-SP2
W140-LWS

40
0

W140-LWS と W130-LWS-SP2 は，養生条件の違いによ

10らず，W130-LWS と同等の強度発現を示した。
図-3

養生条件と圧縮強度の関係を図—5 に示す。水中養生
160

逸散する養生条件を行った水準の圧縮強度を比較する。

140

90℃封かん養生に着目すると，水中養生とした圧縮強度と同等の強度を示した。20℃封かん養生に着目す
ると，細骨材を LWS とした水準は水中養生とした圧縮強度と同等であるが，細骨材を HS とした水準の圧縮強度は，水中養生とした圧縮強度よりも低い値を示している。7dry も 20℃封かん養生と同様の傾向を示した。
LWS を使用することで，水分供給のない養生条件あるいは水分が逸散する養生条件の強度発現は，水分供給のある養生条件の強度発現と同等であった。これは，LWS の内部に保有された水分が周囲のペーストマトリ

圧縮強度（N/mm²）の圧縮強度と，水分供給のない養生条件もしくは水分が

20
30
40
注水からの時間（分）50

60

スランプフローの経時変化

120
100
80

水中養生材齢91日

60

90℃封かん養生材齢7日

4020℃封かん養生材齢105日

20

7dry材齢106日

0

W130
-LWS

W130
-LWS
-PP

図-4

W140
-LWS

W130
-LWS
-SP2

W130
-HS

W130
-HS-PP

圧縮強度試験結果35

160

第 18 号

7dry材齢106日圧縮強度（N/mm²）

20℃封かん養生材齢105日圧縮強度（N/mm²）

160

90℃封かん養生材齢７日圧縮強度（N/mm²）

三井住友建設技術研究開発報告

20℃封かん養生

140

120

100

80
80
100
120
140
160
水中養生材齢91日圧縮強度（N/mm²）

90℃封かん養生

140160
7dry養生

140

120

100

80
80
100
120
140
160
水中養生材齢91日圧縮強度（N/mm²）

W130-LWS

W130-LWS-PP

W140-LWS

W130-LWS-SP2

W130-HS

W130-HS-PP

120

〇：LWS
□：HS

100

80
80

100

120

140

160

水中養生材齢91日圧縮強度（N/mm²）

図-5

圧縮強度と養生条件の関係

電子顕微鏡による観察結果（倍率 50 倍）

図-6

クスに供給されてセメントの水和反応に寄与したためと（N/mm2）とした。なお，κ1=κ2=1.0 とした。

推察される 3)。電子顕微鏡（キーエンス社製 VHX-D500）

細骨材を LWS とした水準の静弾性係数は，細骨材をを用いた人工軽量細骨材と硬質砂岩砕砂の断面の観察結HS とした水準と比べ，20%程度低下する傾向が見られ果を図-6 に示す。人工軽量細骨材の断面には多数の空た。JASS5 においては，静弾性係数は(1)式で計算され隙を確認できたが，硬質砂岩砕砂の断面では空隙が確認る値の 80%以上であることが求められる 5)。本研究の実できず，人工軽量細骨材はこの多数の空隙内に水分を保験結果は，全てのプロットがγ=2.4t/m3 で計算した推定有していると考えられる。

式の 80%以上の範囲にあり，一般的な高強度コンクリー

静弾性係数と圧縮強度の関係を図-7 に示す。図中にトと同等の値となった。

は，以下に示す JASS5 の静弾性係数の推定式も記した。
21

Ε=κ1×κ2×3.35×104 ×( γ⁄2.4) ×( Fc⁄60)3(1)

５．収縮ひずみ測定結果

ここで，E：静弾性係数（N/mm2），κ1：骨材種類に

収縮ひずみ測定結果を図-8 に示す。試験体の寸法はよって定まる補正係数，κ2：混和材種類によって定ま

100×100×400mm とし，試験体中に低弾性の埋込み型ひる補正係数，γ：単位容積質量（t/m3），Fc：圧縮強度

ずみ計を設置し，コンクリートを打設した。収縮ひずみ36

人工軽量細骨材を使用した低環境負荷型・超低収縮高強度コンクリートの各種性状の基点をコンクリート打設直後とし，線膨張係数を

自己収縮性状を示す。このとき硬質砂岩砕砂を

10×10-6/℃と仮定して収縮ひずみを求めた。試験体は打人工軽量細骨材に置き換えると，収縮が著しく設から材齢 7 日まで 20℃封かん養生とし，その後脱枠低減される。

し，20℃60%RH の環境で気中養生とした。

参考文献

20℃封かん養生とした材齢 7 日までの測定結果に着目すると，細骨材を HS としたものは，約 600μm の収縮

1)

松田拓ほか：ポルトランドセメントを使用しない超ひずみが確認され，一般的な自己収縮によるものだと考

低収縮・高強度コンクリート，日本建築学会学術講えられる。細骨材を LWS としたものは，すべての水準

演梗概集（中国），pp.369-370，2017.92)で膨張する挙動を示し，自己収縮に起因した収縮は確認

松田拓ほか：細骨材の違いが超高強度コンクリート

されなかった。これは，LWS の内部養生効果によるもの性状に及ぼす影響，コンクリ－ト工学年次論文集，のだと推察される。材齢 7 日で気中養生とした以降，乾Vol.37，No.1，pp.1117-1122，20153)

燥による収縮ひずみが確認された。乾燥を開始した材齢

Bemtur, A., Igarashi, S. Kovler, K. : ”Prevention of

7 日を基点として，それ以降の変化量を乾燥収縮ひずみ

autogenous shrinkage in high-strength concrete byとみなした場合，材齢 100 日時点での値は，細骨材をinternal curing using wet lightweight aggregates”,

LWS としたもので約 150μm，細骨材を HS としたもの

Cement and Concrete Research 31, pp.1587-1591, 2001

で約 260μm だった。LWS を使用したコンクリートの乾4)

黒岩秀介ほか：人工軽量細骨材による高強度コンク

燥収縮ひずみは，緩やかではあるが，長期的に進行する

リートの自己収縮低減，日本建築学会構造系論文集，といわれているため，今後も計測を行う予定である。

第 79 巻，第 695 号，pp.19-26，2014.1
5)

６．まとめ

鉄筋コンクリート工事，201850000

本研究の結果，単位水量 130kg/m3 で水結合材比 18％40000

静弾性係数(N/mm²)て，人工軽量細骨材を使用したコンクリートについて，
以下の知見を得た。
一般的な硬質砂岩砕砂を用いた場合に比べて少ない化学混和剤の添加量でスランプフローが70cm を超えるコンクリートを製造できる。
②

細骨材を人工軽量細骨材としたコンクリートの

γ=2.4t/m³

35000

25000
20000
W130-LWS
W140-LWS
W130-HS02040同等の値を示した。

収縮ひずみ（×10-6 ）

200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500
-600
-700
-800
-900
-1000

収縮ひずみ（×10-6 ）一般的な硬質砂岩砕砂を用いると極めて大きな

収縮

2

3
4
5
材齢（日）

60

80

100

120

140

圧縮強度(N/mm²)④

1

W130-LWS-PP
W130-LWS-SP2
W130-HS-PP

0静弾性係数は，一般的な高強度コンクリートと0

γ=2.1t/m³×0.8

γ=2.1t/m³

15000

5000

よる影響が少なかった。

γ=2.4t/m³×0.8

30000

10000

圧縮強度は，水分供給の有無および水分逸散に③

標準養生σ2845000

かつセメントの 6 割程度を副産物で置換した条件におい①

日本建築学会：建築工事標準仕様書・同解説 JASS5

6

7

図-8

図-7

200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500
-600
-700
-800
-900
-1000

圧縮強度と静弾性係数の関係

W130-LWS
W130-LWS-SP2
材齢7日から気中養生（20℃60%RH）

W140-LWS
W130-LWS-PP
W130-HS
W130-HS-PP

収縮

0

50
材齢（日）

100

収縮ひずみ測定結果

37

38

Fundamental Study on the Improved Soil Using Biodegradable Plastic and its Applicability as a Construction Material

Fundamental Study on the Improved Soil Using Biodegradable
Plastic and its Applicability as a Construction Material
生分解性プラスチックを用いた改良土の基礎的研究と建設資材としての適用性
サンジーワニDAYANI SANJEEWANI

建設基盤技術部

ダヤニ

建設基盤技術部

程塚

保行

YASUYUKI HODOTSUKA

建設基盤技術部

高橋直樹

NAOKI TAKAHASHI

生分解性プラスチックを用いた改良土の力学的特性を確認するために、プラスチックの含有量と加熱時間を変化させて作製した改良土供試体について一軸圧縮試験を実施した。得られた一軸圧縮強さ（qu）と変形係数（E50）から，生分解性プラスチックを用いて砂を固化改良できることが確認できた。それらの特徴として，
qu はプラスチック含有量と加熱時間の両方に依存し，E50 はプラスチック含有量にのみ依存することが分かった。 また，セメント改良土との比較から，生分解性プラスチック改良土の強度はセメント改良土のそれよりも高いことが確認された。生分解性プラスチック改良土は適度な含有量と加熱時間を設定することで力学特性を変化させることが出来ることから、建設資材用途として有望であることを考察した。
キーワード：生分解性プラスチック，一軸圧縮強さ，変形係数，セメント改良土

Mechanical properties of improved sand using biodegradable plastic were examined by conducting aseries of unconfined compression tests by changing the plastic content and the heating duration. It was
found that the unconfined compressive strength (qu) and the secant modulus (E50) of sand can be improved
using biodegradable plastics. qu was dependent on both plastic content and the heating duration while E50
was only dependent on the plastic content. From the comparison with the results of cement treated sand, it
was clarified that both qu and E50 increased at a higher rate while increasing the plastic content. In termsof the mechanical properties, it concluded that the improved sand using biodegradable plastic performs
well, as well as the cement treated sand and it is promising as an applicable construction material.
Key Words: Biodegradable plastic, Unconfined compressive strength, Secant modulus, Cement treated sand

1.

INTRODUCTION

temporary earth structures such as facing of the embankments,
foundation of cranes, and so on. Generally, cement treated

Recently, ecofriendly biodegradable plastics have been

soil is widely used for these kinds of constructions and it isgetting more attention as an emerging innovative material.

caused by additional cost at the removing process. Since

Those are widely used in a variety of commercial applications

biodegradable plastics are decomposed by microorganisms

such as packaging, disposable housewares, medical devices,that cost can be reduced. In addition to that, when cement isagriculture and horticulture, and so on. However, in theused for soil improvement, there is a problem in hexavalentconstructionaschromium elution depending on the soil type. Even though

grout injection pipes

the use of biodegradable plastic in soil improvement reduces

3) have been reported. On thethe environmental burden compared to the case where cement

industry,

biodegradable resin

limitedapplications

concrete1), 2) andmade of biodegradable plastics

suchother hand, no examples in the application to the soil
improvement have been reported up to date.
One of the possible applications of the improved soil using
biodegradable plastic is to use for the constructions ofis used, there were no studies reported so far.
Therefore, in this study, fundamental experiments using
unconfined compression tests on the improved soil withbiodegradable plastic were conducted to understand the39

三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

Table 2. Experimental plan

Fig.1. Biodegradable plastics
Table 1. Material properties
Heat Distortion Temperature (°C)

55

Melt Temperature (°C)

210

Particle density (g/cm )

3

1.24

Tensile Yield Strength (MPa)60

Tensile Modulus (MPa)3500

3-test Specimens

Finer percentage （%）

100
Dummy

80
60

Temperature gauges

40

Fig.3. Specimen preparation method

Plastic

20

Several sets of specimens were prepared under two cases as

Silica sand0
0.01

shown in Table 2. Case A was prepared to understand the
0.1
Particle size (mm)110behavior of mechanical properties when increasing theplastic content while Case B was to understand the effect of

Fig.2. Particle size distribution

heating duration. It is important to study the behavior ofmechanical properties and the factors that are affecting themmechanical properties against heating as it is possible toat the construction stage. Further, the obtained results weredegrade at the construction stage before starting actual

compared with the results of cement treated soil for

degradation due to decomposition.

discussing its applicability.

In Case A, plastic contents were set as 5, 7, 10, and 30 %by dried weight of the sand while in Case B only 30 % was

2.

METHODOLOGY

used. The determined plastics were mixed with sand in dry
conditions. After making a uniform mixture, specimens with

2.1

MATERIAL

50 mm in diameter and 100 mm in height were prepared

Polylactic acid (PLA) which is used in food packaging andinside steel molds by applying static compaction into threefoodservice ware application was used as the biodegradable

layers by setting the dry density around 1.4 g/cm3. Four

plastic in this study. An image of plastic particles and their

specimens were prepared under each plastic content.

temperature and strength properties are shown in Fig.1 andThen those specimens were heated up to the melting point

Table 1 respectively. In this study, silica sand no.6(s = 2.65

(210 °C) of the biodegradable plastic using a cooking oven.

dmax = 1.54

g/cm3, 

1.26 g/cm3) which was

The temperature inside of a specimen and inside of the oventaken from Toki city, Gifu prefecture was used. Before

was measured by temperature gauges which were installed

g/cm

3,

dmin =

mixing the plastics with sand, plastic was crushed into theinside a dummy specimen and the oven as shown in Fig.3. In

finer particles. The obtained particle size distribution curves

Case A, heating was stopped after 30 minutes from the time

for both sand and the plastics are shown in Fig.2.

both temperature gauges reach 210 °C, which was after 130
minutes. In Case B heating durations were different for each

2.2

SPECIMEN

PREPARATIONEXPERIMENTAL PROCEDURE

40METHODAND

set of specimens as 60, 90, 120, 140, 170, and 260 minutes.
Fig.4 shows the heating history for Case B. The temperature

Fundamental Study on the Improved Soil Using Biodegradable Plastic and its Applicability as a Construction Material

Unconfined compressive
strength,qu (MPa)Temperature（℃）

300
250

Melt temp-210°C

200
150
100
Room temp-17°C

50

qu

100
200
time（minutes）

300

6000
5000

R² = 0.9911

15

4000
10

3000

R² = 0.9746

2000

5

1000
0
10
20
30
Plastic percentage (%)

40

Fig.6. Relationship between unconfined compressive

Fig.4. Heating procedure for Case B
25

7000

20

0

0

E50

0

0

strength/secant modulus with plastic content-Case A

Plastic 5%
Plastic 7%30%

20Stress,σ （MPa）

8000

25

Inside oven

Secant modulus,E50(MPa)

Inside specimen

Plastic 10%

Sand

Plastic 30%

15
Sand
10

Plastic

Fig.7. SEM image on sand + plastic 30%
5

10%

7%
5%

0
0

1

2
3
4
5
Strain,ε (%). Fig.5. Stress strain relationship-Case A

both qu and E50 of improved sand increase when increasing
the plastic content. In this improvement technique, plastic is
the material that maintains the bonding between sandparticles as observed in the SEM image of Fig.7. While
increasing the plastic content it is possible to expect a

inside the oven and the temperature inside the specimen

maximum strength up to the yield strength of the plastic as ofgradually increased from room temperature. After heating to

60 MPa. However, in this study, the obtained qu at 30% of

a relevant duration, the specimens were kept under room

plastic was one third of that value. Hence the relationshiptemperature for 24 hours. Then the steel molds were removed

between qu and the plastic content was considered as a linear

and measured the weight and the dimensions. Then the top of

relationship.

the specimen was leveled with gypsum before testing.

From the measurements, it was observed a reduction in the

Unconfined compression tests (JIS A 1216) were conductedheight of the specimens with plastic 30 % after heating by

on three specimens under each condition. Loading wasresulting in a higher density of 1.45 g/cm3.This may also haveapplied with a rate of 1mm/min. The load and thea positive effect on the strength of those specimens.

displacement were measured periodically.
3.2

3.

RESULTS AND DISCUSSION

EFFECT OF HEATING DURATIONThe obtained stress-strain relationships for the specimens
with 30 % of plastics under case B are shown in Fig.8

3.1

EFFECT OF PLASTIC CONTENT

following the heating duration. The qu and the strain at failure

Fig.5 shows the obtained stress-strain relationships of thewere depended on the heating duration and the highest qu was

specimens which were tested under Case A. In here, theobserved at 90 minutes as of 26.5 MPa. The obtained

lowest unconfined compressive strength qu was observed inrelationships between qu, E50, and the heating duration wereplastic 5 % while the highest qu as of 20 MPa was observed

plotted as in Fig.9. When the heating time was increased, quin the plastic content of 30 %. The relationships between theincreased and then gradually decreased showing an optimum

unconfined compressive strength qu, secant modulus E50 andheating duration of 90 minutes. After heating 260 minutes quthe plastic content are shown in Fig.6. It was observed thatwas dropped 40 % from the optimum qu. In this case, the41三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

specimen was heated up to the melting temperature for a30

longer time. This might be caused to a thermal degradation
which involved in changes of chemical composition. Some25

60 minstudies have been reported that this phenomenon leads to thefurther, the weight of the specimens before and after heating
was measured. The obtained weight losses due to heatingwere 0.30, 0.37, 0.43, 0.63, 0.90, 1.27 g in accordance with

120 min20

140 min
170 min15

260 min10

ascending order of the heating duration. In addition to that5

clear change in the color of the specimen which was heated
up to 260 minutes was observed as shown in Fig. 10. These0

results explained that there were some changes in the01physical properties which were resulted by the thermal
duration. Similar observations were reported in previous

duration were not observed. The averaged E50 of all the cases
was 4725 MPa as shown in Fig. 9 which was higher than themodulus of plastic stated in Table 1 as of 3500 MPa. Thisbehavior was different from the expectation of the authors.
However, no literature was found to support /against thisresult. Several studies were reported about the effect ofheating rate on the mechanical properties and observed their
reductions5), 6).

E50 might be depended only on the plastic content while

10000

25

8000

20
6000
15
4000
10
5

qu

qu avg

E50

E50 avg

2000
0

0
0

In this study, similar rate of heating wasmaintained in all the specimens. Hence it was considered that

430
Unconfined compressive strength,qu (MPa)

However, in the case of E 50, clear changes against heating3

Fig.8. Stress strain relationship-Case B

degradation of biodegradable plastic when heating longer
studies5).

2Strain,(%)

Secant modulus,E50 (MPa)and linear and cyclic oligomers4). To understand this effectStress, (MPa)appearance of different compounds such as lighter molecules

90 min

100

200

300

Heating duration(minutes)

Fig.9. Relationship between unconfined compressive
strength/secant modulus with plastic content-Case B

independent from the heating duration. Further verifications
are needed to be applied.

4.

APPLICABILITY AS A CONSTRUCTION
MATERIAL
60

90

120

140

170

260

In this section, the applicability of the biodegradable
plastic as a construction material was discussed by comparing

Fig.10. Photos of specimens after UCS test-Case B

the obtained results with cement treated silica sand. Herethree sets of specimens were prepared by setting cement

height were prepared using steel molds with a density ofcontents as 2, 4, and 8 % of the dry weight of the sand. Thesearound 1.4-1.45 g/cm3. The specimens were cured undercontents were different from the exact content of the plastic

constant temperature and humidity. Unconfined compressive

as they were originally prepared for another project. However,strength tests were conducted in each set of specimens after

the minimum content of 2 % was decided as equal to the

7 and 28 days of curing.

minimum cement content of 50 kg/m3 which is recommended

The obtained stress-strain relationships were plotted with the7).

test results of improved sand using biodegradable plastics ofWater content was set to 10.5 % of the dry weight of the5, 7, and 10 % which were discussed in section 3.1 as shownin the manual published by Japan cement association (JCA)
sand. Specimens with a 50 mm in diameter and 100 mm in42

in Fig.11. To compare the behavior of plastic treated soil,Fundamental Study on the Improved Soil Using Biodegradable Plastic and its Applicability as a Construction Material

5.0

obtained qu, and E50, results were plotted against the binder
contents as shown in Fig.12 and 13 respectively. From those,techniques increases linearly while increasing the binder
content. The highest rate was observed from the improved
sand using biodegradable plastics. In addition to that, qu

4.0
Stress,σ （MPa）

it can be seen that the qu and E50 of improved sands with both

Plastic 5%
Plastic 7%
Plastic 10%
Cement 2% -7d
Cement 2% -28d
Cement 4% -7d
Cement 4% -28d
Cement 8% -7d
Cement 8% -28d

3.0
2.0

values obtained for plastic treated sand were higher than the
1.0

cement treated sand in all the contents. On the other hand, E50
of plastic treated sand of 5 and 7 % were smaller than E50 of

0.0

cement treated sand of 8 % after 28 days. However, it wasobserved that the same strength of 1.5 MPa can be achievedby using 5 % (125 kg/m3) of plastic instead of using 8 % (2000.0with time under controlled environmental conditions. When
cement is used for the construction, the gained strength at theremoval stage will be high. Generally, the strength of the soil
which is easy to re-excavate is considered as 500kPa. Whenstrength of improved soil exceeds this value, more machineryand labor cost need to be accounted. However, this additional
cost can be reduced from the use of biodegradable plastic

2.5

3.0

5.0
Plastic

Unconfined compressive strength,qu (MPa)Generally, the strength of the cement treated soil enhance

1.5
2.0
Strain,ε (%)

and improved sand using biodegradable plastics

a case, improvement of sand with plastic is more effective in
temporary structures.

1.0

Fig. 11. Stress strain relationship-cement treated sandkg/m3) of cement and waiting for 28 days for curing. In suchterms of strength and the time in the construction of

0.5

Cement-7d

Cement-28d

4.0
3.0

R² = 0.9545

2.0
1.0

R² = 0.9626
R² = 0.9625

0.00since it is decomposed by microorganisms8).

5
10
Cement/ Plastic content (%)

15

From those results, it can be concluded that the improved

Fig. 12. Relationship between unconfined compressive

sand using biodegradable plastic performs well, as well as thestrength and cement/plastic content

cement treated sand and it is suitable to use as a construction

1200

different soils and the heating method at sites are needed tobe conducted.

5.

CONCLUSION
In this study, a series of unconfined compression tests

were conducted on the improved sand with biodegradable

Secant modulus,E50 (MPa)material. However, further studies on the applicability withconstruction material.

2)400
R² = 0.9138

200

R² = 0.9237
2

4
6
8
10
Cement/ Plastic content (%)

12

Fig. 13. Relationship between secant modulus andcement/plastic content

The findings can be summarized as follows.
1)

Cement-28d

R² = 0.8535

6000The obtained results were compared with the results of

Cement-7d

800

0plastic to understand the behavior of mechanical properties.
cement treated sand for verifying its applicability as a

Plastic

1000

Mechanical properties of sand can be improved using

Optimum strength can be achieved at the time inbiodegradable plastic.

which temperature reaches the melting point of

In improved sands with plastics;

plastic. Heating for longer time cause in dropping-

Unconfined compressive strength (qu) depends on
the plastic content and the heating duration.

of strength.
-

Secant modulus (E50) depends only on the plastic

43三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

content when the specimens prepared under same
heating rate.
3)“Examination of applicability of injection pipe that uses

In plastic treated soil both qu and E50 increased at abiodegradable plastic in the ground-improvement”,

higher rate compared to cement treated sand while

Geotechnical engineering journal, Vol.5, No.3, pp.425-

increasing the plastic content.
4)3) Terajima, R., Shimada, S., Oyama, T., and Kawasaki, S.:

435, 2009.

The same strength achieved by cement treated sand after

4) Castro-Aguirre, E.,Iñiguez-Franco, F., Samsudin, H.,

28 days of curing can be achieved by the improved sandFang, X., Auras, R.: “Poly(lactic acid)—Mass production,with biodegradable plastic using less plastic content andprocessing, industrial applications, and end of life”,

less time.

Advanced Drug Delivery Reviews, Vol.107, pp.333–366.

As a summary, it can be concluded that the improved sand2016.

using biodegradable plastic performs well, as well as the5) Garlotta, D., “A Literature Review of Poly(Lactic Acid) ”,

cement treated sand and it is promising as an applicable

Journal of Polymers and the Environment, Vol.9, No.2,

construction material.

pp.63-94, 2001.
6) Zhou, C., Guo, H., Li, J., Huang, S., Li, H., Meng, Y., Yu,

Acknowledgement: This study was conducted as aD., Christiansen, J.C., and Jiang, S.: “Temperaturecollaborative research with Professor Suguru Yamada independence of poly(lactic acid) mechanical properties”,

Osaka City University. Authors gratefully acknowledge his

Journal of the Royal Society of Chemistry Advances,guidance.

Vol.6, pp.113762-113772, 2016.
7) Japan Cement Association, Ground improvement manual

Referencesusing cement-based product, 2012.

1) Suzuki, M., Kubo, K., and Kawabata, T.: “Mechanical8) Kjedsen, A., Price, M., Lilly, C., and Guzniczak, E.: “Aapproach to eco-friendly biodegradable resin concrete”,

Review of Standards for Biodegradable Plastics”,

Concrete Research and Technology, Vol.25, pp.119-124,https://assets.publishing.service.gov.uk/government/uplo

2014.

ads/system/uploads/attachment_data/file/817684/review-2) Suzuki, M., Kubo, K., and Kawabata, T.: “Statistical
deterioration prediction of biodegradable resin concrete”,
Concrete Research and Technology, Vol.27, pp.001-006,
2016.

44

standards-for-biodegradable-plastics-IBioIC.pdf, 2019.

損傷制御型トラス梁の変形性能に関する研究

損傷制御型トラス梁の変形性能に関する研究
Research for Deformation Performance of Damage-controlled Truss Beam
第二構造技術部大圖

友梨子

YURIKO OZU

第二構造技術部

江頭寛

HIROSHI EGASHIRA

第二構造技術部

山田

哲也

TETSUYA YAMADA

第三構造技術部

川島学

MANABU KAWASHIMA

技術企画部

小坂

英之

HIDEYUKI KOSAKA

建築技術部

佐藤

紘

HIROSHI SATO

構造設計ディビジョン

古山

由佳

YUKA FURUYAMA

構造設計ディビジョン

宮口

大MASARU MIYAGUCHI

座屈拘束部材を用いた損傷制御型トラス梁の塑性変形能力を担保する座屈補剛および個材の性能を確認する
加力実験を行った。設定した必要補剛剛性を施したトラス梁の全体座屈に対する補剛力は，設計時に想定した
補剛力を下回り，用いた必要補剛剛性の妥当性が示された。補剛剛性をパラメータとした上下弦材の座屈解析により，軸降伏耐力を上回る必要補剛剛性を推定できることが示唆された。実験における個材の応力状態の検討により，座屈拘束部材最大耐力に対して個材に生じる応力を短期許容応力度以下とすることで，トラス梁は安定した塑性変形能力を発揮することが示された。
キーワード：座屈拘束部材，損傷制御，塑性変形能力，必要補剛剛性

Damage-controlled truss beams using a buckling restrained member were tested. The tests confirmed thelateral stiffness and the ductility of members for sufficient plastic deformation capacity. The lateral forcesof the beams were smaller than the assumed value, and this means that the required lateral stiffness was
sufficient. The necessary stiffness could be estimated by buckling analysis comparing the buckling loads
of chords to the existing axial forces. The results showed that sufficient plastic deformation capacity canbe obtained by setting the stress of members within the allowable stress for short-term loading for
maximum strength of a buckling restrained member.
Key Words: Buckling restrained member, Damage control, Plastic deformation capacity, Required lateral
stiffness

１．はじめにったが，補剛材の必要補剛力と必要補剛剛性の評価については十分な検討が行われていない。

損傷制御型トラス梁は，座屈拘束部材をトラス梁端部の下弦材部分に組み込み，地震時の変形能力を高めたトラス梁（図-1）である。著者らは既報 1)において本構造の加力実験を行い，鉄骨梁構造部材としての優れた塑性変形能力を確認した。
一方で，実設計にあたっては，本構造の変形能力を成立させるためには，トラス梁の構面外方向の全体座屈を防止する補剛が必要である。既報 1)の実験においては，十分な剛性を持つ倒れ止め柱を補剛材とみなし，トラス
梁の上下弦材が構面外方向に座屈しないような加力を行

図-1

損傷制御型トラス梁の一例

45

三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号(a)

TRUSS4，TRUSS5(b) TRUSS6
図-2 試験体形状
本検討では，損傷制御型トラス梁における優れた塑

鋼管

塑性化部長さLc

性変形能力を実現させる補剛の評価方法と，全塑性時の個材の応力状態を検討するために実施した加力実験の結心材

果について述べ，その結果について解析的検討を通して

図-3

検証する。

A

B

A’

B’

表-1

試験体一覧

名称

（１）実験計画

TRUSS4
TRUSS5900ａ）試験体の設計

TRUSS61,750

試験体の概要を図-2に，座屈拘束部材の模式図を図-A-A’断面 B-B’断面

座屈拘束部材の形状

座屈拘束部材
塑性化部長さ Lc
(mm)

２．実験

モルタル

補剛材
倒れ止め柱（剛）
コイルばね（必要補剛剛性：

k=1.125kN/mm）

3に，試験体一覧を表-1に示す。試験体は，1スパンのて高力ボルトで摩擦接合した。また，本実験に用いた座

平行弦トラス梁の半スパンを取り出し，長さ9,000mm，

屈拘束部材は，図-3に示すように，心材を鋼管（外径梁せい1,250mmの片持ち梁形状のトラス梁である。試験

139.8mm， 厚 さ4.5mm，STK400） お よ び モ ル タ ル に よ

体右側の加力端に鉛直方向の集中荷重を作用させることり被覆した座屈拘束ブレース2)である。

で，地震時にトラス梁の半スパンに作用する応力状態を

試験体は TRUSS4，TRUSS5，TRUSS6 の 3 体である。

再現する。弦材には，圧延H形鋼H-125x125x6.5x9（SNいずれの試験体も，座屈拘束部材の地震時の応力負担が400B）を用い，強軸が加力平面（紙面）に直交するよ最大になるように，座屈拘束部材を下弦材の固定側最端

う に 配 置 し た 。 斜 材 と 束 材 に は 溝 形 鋼C-75x40x5x7部に設けた。本試験体は，固定端から座屈拘束部材が取（SS400）を背合わせの2丁使いで用いた。試験体は，り付く束材までの区間をヒンジ領域として考えた。

個材の接合に偏心のない剛接トラスであり，弦材と斜材

TRUSS4，TRUSS5 は，斜材の配置を既報 1)と同一とす

は，弦材のフランジに溶接したガセットプレートを介しるが，トラス梁の部材角 0.03rad 相当の変形に追従可能

46

損傷制御型トラス梁の変形性能に関する研究

表-2
部材

鋼材の材料試験結果

断面
フランジ
ウェブ
C-75x40x5x7
PL-9

H-125x125x6.5x9

上下弦材
斜材
ガセットプレート

表-3
節点間長さ
(mm)

SN400B
SS400
SS400

2,000
-139.8x4.5
3,000
-139.8x4.5*ミルシートによる値

写真-1

心材
材質
STK400
STK400塑性化部長さ Lc
(mm)
900
1,750

塑性化部断面材質

降伏点(N/mm2)

降伏耐力(kN)

PL16x80
PL16x81SN400B
SN400B

293*
306

375
397

加力状況（TRUSS5）
(a)

写真-2

破断伸び
(%)
42
37
34
39

座屈拘束部材の諸元

鋼管
断面

引張強さ
(N/mm2)
451
470
480
452

降伏点
(N/mm2)
311
347
351
350

材質

コイルばねによる補剛（TRUSS5，TRUSS6）

TRUSS4(b) TRUSS5，TRUSS6
図-4 座屈補剛の詳細

な座屈拘束部材の取り付け区間を確保するために，固定

いては変形性能を見込むことはできないため，建築学会

端側の構成を，図示するようなディテールとした。

の指針等においてもトラス梁の補剛に関する規定はなさ

TRUSS6 は，TRUSS4，TRUSS5 の約 2 倍の塑性化部長

れていない。よって，損傷制御型トラス梁の実用化にあさ（図-3 に示す Lc）の座屈拘束部材を用い，より大きたっては，補剛材の必要補剛力や必要補剛剛性の評価方

な部材角まで許容できるディテールとした。TRUSS4 お法の検討が必要である。そこで本実験では，TRUSS4 をよび TRUSS5 に用いた座屈拘束部材と，TRUSS6 に用い

除く TRUSS5，TRUSS6 に対して，鋼構造限界状態設計

た座屈拘束部材は，ミルシートの値からそれぞれの心材

指針・同解説 3)に示す方法に基づき補剛の設計を行い，の降伏耐力が同一になるように心材断面を調節した。ト

その妥当性を検証することとした。同指針においては，

ラス梁を構成する個材に使用した鋼材の JIS-5 号試験片

圧縮材の曲げ座屈補剛について述べられているため，による引張試験結果を表-2 に，座屈拘束部材の諸元をTRUSS5，TRUSS6 の補剛に関しては，上下弦材を対象

表-3 に示す。

にし，式(1)より算出した必要補剛剛性 k（1.125kN/mm）

損傷制御型トラス梁の変形能力を成立させるためには，トラス梁に構面外方向の全体座屈を生じさせない補剛が必要である。本実験においては，図-2 に示す補剛
位置の弦材の両側に，十分な耐力と剛性を持つ倒れ止めを用いて，補剛材の設計を行った。
4
k= Nc
(1)
l1
Nc ：補剛材を設けた圧縮材の曲げ座屈限界耐力
l1 ：補剛区間長さ

柱（写真-1）を設け，上下弦材の弱軸方向（構面外方向）の座屈を拘束した。一般にトラス梁の耐震設計におNc には，損傷制御型トラス梁では座屈拘束部材が応47

三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

力制限機構として機能するという特性を考慮して，座屈拘束部材の心材の歪硬化を考慮した耐力を用いた。既報
1)の実験結果より，座屈拘束部材の降伏後の歪硬化による耐力上昇は，降伏耐力の 1.5 倍程度であったことから，
座屈拘束部材の最大耐力は降伏耐力（375kN）の 1.5 倍とした。l1 には，図-2 に示す TRUSS4 および TRUSS5 に(a)

TRUSS4，TRUSS5

おける補剛区間長さの最小値（2,000mm）を用いることとした。写真-2 に，TRUSS5，TRUSS6 の補剛材として用いたコイルばねによる補剛状況を示す。本手法により求めた必要補剛剛性を有するコイルばねを，図-4 (b)に示す方法でロードセルと直列させ，試験体の弦材に取り
図-5(b) TRUSS6トラス梁のヒンジ領域の変形概念図

写真-3

加力終了後のトラス梁（TRUSS6）

付けた。TRUSS4 は，TRUSS5 の必要補剛剛性の妥当性を検証するための比較用試験体であり，図-4 (a)に示す
ようにコイルばねは用いず，既報 1)と同様に，弦材側面に取り付けたロードセルを介して，十分に剛な倒れ止め
柱を用いて弦材の面外変形を拘束した。このとき，図4 (a)，図-4 (b)ともに，倒れ止め柱の表面に厚さ 3mm のテフロン板を張り付け，弦材が上下に動く際に生じる摩擦を低減した。
トラス梁を構成する個材については，座屈が生じないように，座屈拘束部材の最大耐力時に生じる軸力に対し，個材の座屈長さを節点間距離として，鋼構造許容応
力度設計規準 4)が示す短期許容応力度設計を実施した。
トラス梁のヒンジ領域の変形概念図を図-5 に示す。
同図に示すように，応力制限機構として機能する座屈拘
束部材が塑性化すると，直上の上弦材は強制変形を受けて付加曲げモーメントが生じ，その点から折れ曲がるよ
うに変形する。このとき，ヒンジ領域の当該上弦材は軸(a)

TRUSS5(b) TRUSS6
写真-4 加力終了後の損傷状況

力と曲げを同時に受けるが，上記に示したヒンジ領域外の上弦材と同様に，断面算定時の存在応力には軸力のみを用い，曲げを考慮しない断面設計を行った。また，当面外方向の変形を拘束しないように設置している。
各試験体共通の計測項目は，トラス梁先端の鉛直荷重，

該上弦材においては，全塑性時の曲げ降伏を許容するこ

節点の鉛直変位，座屈拘束部材心材の変位，座屈拘束部ととした。斜材については，基本的に曲げ降伏を許容し材周辺の個材の歪，図-2 に示す補剛位置における補剛

ないが，ヒンジ領域の斜材に関しては，当該斜材が曲げ力とした。TRUSS5 および TRUSS6 では，補剛位置にお降伏した場合の安定性確認のため，全塑性時の曲げ降伏

ける面外変位を計測した。補剛力は図-4 に示すロードを許容する断面設定とした。

セルにより計測し，面外変位は図-4 (b)に示すコイルばｂ）加力および計測方法

ね治具に取り付けた変位計により計測した。

写真-1 に加力状況を示す。加力方法は既報 1)と同様であり，トラス梁先端の鉛直変形を試験体長さ l（２）実験結果（9,000mm）で除した部材角 R（=/l）による正負交番ａ）加力終了後の損傷状況の漸増載荷とした。振幅は，R=±0.0025，±0.005，±

TRUSS6 の加力終了後の状況を写真-3 に示す。すべて

0.0075，±0.01，±0.0125，±0.015，±0.02，±0.025，の試験体において，個材の座屈や構面外方向への全体座±0.03rad とし，各サイクルを 2 回ずつ繰り返した。最屈は生じなかった。TRUSS5 および TRUSS6 のヒンジ領

終サイクルに到達した後，油圧ジャッキのストローク限域における加力終了後の損傷状況を写真-4 に示す。

界に達するまで，正側に載荷した。なお，トラス梁先端

TRUSS4 および TRUSS5 では，座屈拘束部材直上の上弦に取り付けた油圧ジャッキは，当該部の構面内および構材（第 1 上弦材と称す）の左端に曲げ圧縮降伏が生じ，

48

損傷制御型トラス梁の変形性能に関する研究

150

P (kN)

150
92.1kN

100
52kN
-0.04
-0.02
-52N

0.02

座屈拘束部材降伏(計算値)
座屈拘束部材降伏
第1上弦材降伏-100-86.9kN

-150

(a)

0.04

-0.04
-0.02
-52kN

0
-50

0.04 -0.04

-0.02

0
-50

-66kN

R (rad)
0.02

0.04

-100

-100
-88.2kN-94.5kN-150(b) TRUSS5
図-6 荷重変形関係

TRUSS498.5kN50

R (rad)0.02

P (kN)

100

66kN

50

R (rad)

0
-50

150

97.3kN

100
52kN

50

P (kN)-150(c)

第1斜材降伏TRUSS6

表

表
裏 2

F / Nc (%)

10

上弦材R=+0.01(rad)上弦材R=+0.02(rad)上弦材R=+0.03(rad)下弦材R=-0.01(rad)下弦材R=-0.02(rad)下弦材R=-0.03(rad)

2000

6000

4000

8000

裏 0.1
0.05

(mm)

0
0.05

1

表 0.1

表 2
(a)

4000

(mm)

8000

下弦材R=-0.01(rad)下弦材R=-0.02(rad)下弦材R=-0.03(rad)TRUSS5

表裏 0.1

F / Nc (%)

6000

上弦材R=+0.01(rad)上弦材R=+0.02(rad)上弦材R=+0.03(rad)(a)

o / l (%)

0.05

1
0

2000

4000

6000

8000

(mm)

1

0

2000

4000

6000

8000

(mm)

0.05
表 0.1
(b) TRUSS6
図-8 面外変形分布

表 2
(b)

TRUSS5

表
裏 2

2000

TRUSS4

表裏 2

o / l (%)ｂ）トラス梁の荷重と部材角の関係

F / Nc (%)

トラス梁の荷重と部材角の関係を図-6 に示す。縦軸はトラス梁先端のジャッキによる鉛直荷重 P，横軸はト10が，トラス梁の損傷状況は軽微であった。

ラス梁の部材角 R である。図中の破線は座屈拘束部材降

2000

4000

6000

8000

(mm)

1

伏時の荷重（計算値）を示している。すべての試験体において，座屈拘束部材が降伏する部材角 R=0.0045rad（TRUSS6 では 0.0057rad）程度までは弾性的な挙動を表 2示した。座屈拘束部材の降伏後に剛性は低下し，最終サ(c) TRUSS6
図-7 補剛力分布

イクルのピーク点（R=0.033rad 程度）に至るまで，荷重は緩やかに上昇した。TRUSS4 および TRUSS5 では，

写真-4 (a)に示すような上弦材の塗装の剥がれが見られ

R=0.0125rad 時 に 第 1 上 弦 材 が 曲 げ 圧 縮 降 伏 し た 。

た。写真-4 (b)に示す TRUSS6 でも第 1 上弦材の右端にTRUSS6 でも同様な部材角で第 1 上弦材が曲げ圧縮降伏

おいて同様の軽微な損傷状況が見られた。座屈拘束部材

し，R=0.02rad では，第 1 上弦材に取り付く斜材（以降，の塑性化に伴い，ヒンジ領域の個材が部分的に降伏した

第 1 斜材と称す）が曲げ引張降伏した。いずれの試験体

49三井住友建設技術研究開発報告

1000

第 18 号

M (kN・m)M (kN・m)

1000

1000

M (kN・m)(p , Mp)

500

500

500

 (rad) (rad)
0

0.01

0.02

0.03

-500
-1000

0
0.04 0.05
正加力
負加力 -500(p , Mp)

(a)

0.01

0.02

0.03

0.04 0.05
0正加力
負加力 -500-1000

 (rad)
0.01

0.02

0.03

(c)

TRUSS60.04 0.05
正加力
負加力

-1000

TRUSS4図-9等価塑性変形倍率
Mp
MW ps
p
試験体 加力方向(kN･m)(kN･m)(rad)469
0.0043
25.5
正TRUSS4-469
0.004023.3
負469
0.0037
33.1
正TRUSS5-469
0.004123.5
負正563
0.005032.1
TRUSS6
負-563
0.004923.3(b) TRUSS5
荷重変形関係より得られた骨格曲線

おける面外変形分布を図-8 に示す。縦軸は面外変形 o

表-4

Mηs

13.1
12.0
18.1
12.9
11.5
8.4

をトラス梁の全長 l（9,000mm）で基準化した比率o/l，
横軸は補剛位置である。いずれの試験体も，図-7 に示す補剛力の大きさに応じて面外変形も大きくなっている。
TRUSS5 の面外変形は，下弦材のほうが上弦材より大き
いが，面外変形の最大値は，トラス梁の全長に対して0.06%程度と微小である。
以上より，設定した損傷制御型トラス梁の必要補剛

も，ヒンジ領域において個材の部分的な降伏が確認されたものの R=0.03rad を超える最終サイクルまで安定した
紡 錘 型 の 履 歴 曲 線 を 示 し た 。TRUSS6 も TRUSS5，
TRUSS4 と同様な荷重変形関係を示し，補剛剛性の違い
による差異は見られず，ヒンジ領域のディテールや斜材
降伏の影響が小さいことを確認した。
ｃ）トラス梁の補剛力と面外変形の分布
R=0.01rad，0.02rad，0.03rad 時に対して，上下弦材それぞれが圧縮軸力となる加力方向（上弦材では正加力，下弦材では負加力）時の補剛力の分布を図-7 に示す。

剛性の妥当性が，弦材の補剛力と面外変形の実験結果からも示された。

３．実験結果の分析（１）トラス梁の塑性変形能力
文献 5)では，式(2)に示すように，部材の塑性変形能力の評価尺度として，骨格曲線において部材が吸収した
塑性歪エネルギーを単位塑性仕事（Mp･ p）で除した等価塑性変形倍率 Mηs を用いている。
M ηs = MW ps / (M p ･ p )

図中の補剛力の作用方向を示す「表」は，図-2 に示す
表面と対応している。縦軸は補剛力 F を座屈拘束部材の耐力 Nc（座屈拘束部材の降伏耐力の 1.5 倍）で基準化した比率 F/Nc を，横軸は補剛位置を示している。いずれの試験体も，座屈拘束部材が引張りとなる正加力時の上

Mηs

(2)

：等価塑性変形倍率

MW ps ：部材が吸収した塑性歪エネルギー

Mp ：全塑性モーメント
p ：全塑性モーメントに対応する弾性変形



弦材の F/Nc は約 0.2％以下であり，補剛力は微小であっ各試験体の荷重変形関係から得られた骨格曲線を図-た。一方，座屈拘束部材が圧縮となる負加力時の下弦材

9 に，各試験体の等価塑性変形倍率 Mηs を表-4 に示す。

の補剛力は，圧縮軸力が大きい固定端側で大きくなる傾

表-4 に示す等価塑性変形倍率 Mηs は，図-9 に示す骨格曲向を示したが，R=-0.02rad 時における F/Nc の最大値は，線を用いて式(2)に基づき算出した。図-9 では，図-6 中

TRUSS4 で約 1.3%，TRUSS5 で約 0.6%，TRUSS6 におの荷重 P を，トラス梁の固定端に生じるモーメント M

いては約 0.1%となった。鋼構造許容応力度設計規準 4)にに換算した。全塑性モーメント Mp は，座屈拘束部材のよると，H 形断面梁に対する横座屈補剛材の耐力を，梁軸力が，表-3 に示す心材の降伏耐力に達した時の計算断面に生じる曲げ応力による圧縮側合力（梁断面積の値である。等価塑性変形倍率は，最終サイクルまでの荷1/2 に降伏応力度を乗じた圧縮力）の 2％以上を確保す

重変形関係を対象とした。これらの試験体の等価塑性変ることが規定されている。補剛力は試験体ごとにばらつ

形倍率は，正加力に着目すると，TRUSS4 と TRUSS5 でいているものの，いずれの試験体も 2%を下回っている。

それぞれ 13.1 と 18.1，TRUSS6 では 11.5 となり，いずコイルばねを補剛材に用いた TRUSS5 および TRUSS6

れも優れた塑性変形能力を示した。コイルばねを補剛材について，R=0.01rad，0.02rad，0.03rad 時の補剛位置にに用いた TRUSS5 は，TRUSS4 と同等以上の等価塑性変50

損傷制御型トラス梁の変形性能に関する研究:横補剛位置

l=90002000

l1=2000
RU

上弦材

4.8P

5.6P

反力

軸力

0.8P

1.6P
1.6P
5.6P
7.2P
下弦材
座屈拘束部材

RL

図-10

2000

2000

1000 P

3.2P

1.6P

0

1.6P

斜材からの水平力

荷重

1.6P

1.6P

4.0P

上弦材
下弦材

K=∞ (下弦材)

8
0.8P

1.6P

1.6P

/NUUc
NN/UR
(（N
N L/ /N
RLLc)）
10

0.8P

2.4P

6

トラス梁弦材の軸力分布状態（TRUSS5）

K=∞ (上弦材)

4
2

5.6P

4.8P

RU
l1

0.8P

1.6P

k

k

3.2P

1.6P 1.6P

1.6P

k

k

0

4

/NUUc
NN/UR
(（N
N L/ /N
RLLc)）
10

上弦材

6

8

10

5.6P
1.6P

RL

1.6P

4.0P

k

l1

1.6P

2.4P

k

1.6P

0.8P

0.8P

上弦材
下弦材



K=∞ (下弦材)

6

k

k

12

TRUSS58

7.2P

K=∞ (上弦材)

l

図-11

2

(a)

l

(a)

NUc (NLc)

4(b) 下弦材
弦材の座屈解析モデル（TRUSS5）

2上弦材

NUc (NLc)

0

2

下弦材

図-13

座屈拘束部材

4

6

8

10

12



(b) TRUSS6
補剛剛性係数と無次元化座屈荷重

1

上弦材
下弦材

座屈拘束部材

0

2000

4000

6000

8000

解析結果
実験結果

裏 1
-1

α=0

α=2.0

α=4.0

(a)

α=7.9

表

無次元化面外変形(mm)

α=∞（剛）

(mm)

上弦材

0

2000

4000

6000

8000

5

表 1

11

(a)

5
5

上弦材

無次元化面外変形

0
0

2000

4000

6000

8000

α=7.9

α=∞（剛）

(mm)

解析結果
実験結果

裏 1

(mm)

1
-1

α=0

5

図-12

α=2.0

α=4.0

(b) 下弦材
補剛剛性と座屈モードの関係（TRUSS5）

形倍率を示し，同じくコイルばねを補剛材に用いた

0

2000

4000

6000

8000

表 1

図-14

(b) 下弦材
無次元化面外変形の比較（TRUSS6）

TRUSS6 についても，十分な塑性変形能力を示した。

析により，座屈荷重と座屈モードを実験で得られた面外TRUSS6 の等価塑性変形倍率が，TRUSS4，TRUSS5 に変形分布と比較し，トラス梁の座屈特性と必要補剛剛性

比べて小さい理由は，座屈拘束部材の長さが TRUSS4，との関係を検討する。

TRUSS5 に比べて長いため，座屈拘束部材降伏時の変形ａ）解析モデルが大きくなるからである。また，いずれの試験体も最終

図-10 は鉛直荷重 P 載荷時にトラス梁の上下弦材がそサイクルまで耐力劣化が生じていないことから，等価塑

れぞれ圧縮状態になるときの軸力分布を示す。この荷重性変形倍率は表-4 に示す値以上の値になると考えられ状態を基に，実験と同じ補剛位置に面外方向の補剛ばねる。

を配置した解析モデルを図-11 に示す。部材の断面性能
は，原則実験の試験体と同一とするが，下弦材端部の座（２）補剛特性に関する座屈解析
補剛剛性をパラメータとした上下弦材の弾性座屈解

屈拘束部材の断面性能は，心材の軸剛性と鋼管，モルタ
ルの合成断面による曲げ剛性を用いた。式(1)を基に，

51

三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

補剛剛性 k=・Nc/l1 とし，補剛剛性係数をパラメータ

NBRBとした。なお，l1 は座屈拘束部材の取り付け位置における節点間距離とし，実験のばね剛性は，＝4 である。

Nc(=1.5Ny)ｂ）補剛剛性と座屈モード

Ny

図-12 に補剛剛性係数  をパラメータとした上下弦材の 1 次の座屈モードの比較を示す。比較のため，中間に y ， Ny：心材の降伏点
 c ， Nc ：心材の歪硬化補剛が無い場合（ 黒 ● 印 ） と補剛を完全剛にした場合による耐力上昇点

y（ 赤 ● 印 ） を示す。補剛が無い場合は，全体が横座屈するモード（以下，半波と称す。）になり，完全剛の場

図-15

c

 BRB’

座屈拘束部材の荷重変形関係のモデル化例

合は補剛毎に節を形成する 5 つの半波のモードになり軸力が大きい左側ほど振幅が大きくなる。

ぼ同様であると言える。下弦材は，半波が形成される位

上弦材は，補剛剛性係数  をパラメータとした場合，

置が実験と解析で少し異なるが，いずれも全長に亘り 2実験で用いた=4.0 の時，TRUSS5 は補剛位置で節を作

つの半波が形成されているのが分かる。座屈解析によるらず，固定端から最初の半波は，2,000mm と 4,000mm

モード形状は実験で得られた面外変形分布と同様な傾向の補剛の中間部に節を形成する。実験より小さい補剛剛を示している。

性の =2.0 のケースでは，2 つの半波のモードになる。
逆に剛性が大きい =7.9 のケースでは，3 つの半波のモ（３）個材の応力状態ードになる。=4.0 の場合，その中間的なモードになる。

本節では，TRUSS5 および TRUSS6 について，ヒンジ

下弦材は，座屈拘束部材の曲げ剛性が大きいため，領域における上弦材および斜材の応力状態の変化を，実左端部分は直線的な変形になっている。そのため，座屈解析モデルの固定端から最初の半波は，上弦材に比べ長験値と解析値を比較して検討する。
座屈拘束部材の荷重変形関係のモデル化例を図-15 に，くなっているがに応じた半波の数は同じ傾向である。

TRUSS5 と TRUSS6 のヒンジ領域における上弦材と斜材

ｃ）補剛剛性と座屈荷重の関係について，実験により得られた軸力と曲げモーメントの図-13 に TRUSS5 と TRUSS6 の上弦材と下弦材の補剛

相関関係を図-16，図-17 にそれぞれ示す。縦軸の軸力 N

剛性係数  と座屈荷重の関係を示す。縦軸は上下弦材のは，圧縮軸力が正，引張軸力が負である。実験値（○印）

軸力 NU，NL を，座屈拘束部材の荷重が Nc になるときのは，各加力サイクルのピーク時について，試験体の各位

上下弦材の軸力 NUc，NLc でそれぞれ無次元化した値で置に貼付した歪ゲージより算出した曲げモーメントおよ示した。下弦材は，断面性能を上げた座屈拘束部材があ

び軸力である。よって，実験値は歪ゲージの値が降伏点るため，座屈荷重が上弦材より大きくなる。  が大きくを超えない弾性応力の値である。解析値（×印）は，ト

なるに従い，座屈荷重は大きくなり，補剛ばねを剛とし

ラス梁の節点を剛節とし，ヒンジ領域における個材のヒた座屈荷重（破線水平線）に近づくことが分かる。

ンジ特性を考慮して，図-15 に示す座屈拘束部材の荷重

図 -13 中 の 実 線 は ，TRUSS5，TRUSS6 に お い て変形関係を用いたフレーム解析により得られた曲げモー

NU/NUc＝1，NL/NLc＝1 になるときの軸力である。この軸

メントおよび軸力である。図-15 中の Ny およびy には表力に対して座屈荷重が上回っていれば一般の弦材部が横-3 に示すミルシート値を用いた。 c は座屈拘束部材の座屈しないと考えられる。実験で採用した=4 のときの限界歪を 3%として定めた値である。また，図-16，図-座屈荷重は，NUc，NLc を十分に上回っている。以上より，

17 には，式(3)から式(6)に示す軸力と曲げを受ける部材

=4 で求めた補剛剛性を用いれば，損傷制御型トラス梁の短期許容応力度の計算式 4)から求めた相関関係を細線の補剛材として十分であることが解析的にも検証された。

で記した。このとき，短期許容応力度に用いた値は表-ｄ）面外変形の実験値と座屈モードの解析値の比較

2 に示す材料試験値とした。
σc c σb
+
≤1
fc
fb
σc
t σb
≤1
ft
σt + t σb
≤1
ft
σt
c σb
≤1
fb

図-14 に試験体 TRUSS6 の部材角 0.03rad 時の面外変形分布（実験）と座屈解析（=4）による 1 次モード形
状をそれぞれの最大値で無次元化した比較を示す。
上弦材の無次元化面外変形分布形状は，座屈拘束部
材直上の節点で最大になり，トラス梁中央辺りで節を形成し最初の半波が終わる。第 2 半波は 7,000mm の補剛位置までに形成される。この分布は，解析のモードとほ

52

(3)
(4)
(5)
(6)

損傷制御型トラス梁の変形性能に関する研究

N (kN)
1000

短期
全塑性
実験値
座屈拘束部材降伏
（実験値）
解析値

800
600

0.03rad0.01radN (kN)
700

N (kN)
1000

600

800

500

0.03rad

600

400

400

200

200

400
300
200

0

10

20

(a)

40

0

100
10

20

30

40

M (kN・m)50

0

N (kN)

0.02rad

短期
全塑性
実験値
座屈拘束部材降伏
（実験値）
解析値

0
-100

5

10

15

20

-200

500

-400

300

-500

200

-600

100

0.0125rad20(a)

M (kN・m)
20

600

400

10

15

700

-300

0

10

M (kN・m) N (kN)

600

200

5

第 1 上弦材左端(b) 第 1 上弦材中央(c) 第 1 斜材上端
図-16 TRUSS5 のヒンジ領域における個材の曲げモーメントと軸力の関係

N (kN)
1000
800

30

M (kN・m)50

0.02rad

30

40

400

0.03radM (kN・m)
50
-700

0

5

10

15

M (kN・m)20

第 1 上弦材右端(b) 第 1 斜材上端(c) 第 2 斜材上端
図-17 TRUSS6 のヒンジ領域における個材の曲げモーメントと軸力の関係

fc
fb
ft

A
Af
Aw

：許容圧縮応力度：許容曲げ応力度：許容引張応力度
c ：平均圧縮応力度（=N/A）cb  ：圧縮側曲げ応力度（=M/Zc ）t b  ：引張側曲げ応力度（=M/Zt ）t ：平均引張応力度（=T/AN）
 ：圧縮力 ：曲げモーメントA：全断面積
Zc ：圧縮側断面係数
Zt ：引張側断面係数
 ：引張力AN ：有効断面積：全断面積：片側フランジの断面積：ウェブの断面積
Y ：降伏応力度
ここで，Y には表-2 に示す材料試験値を用いた。
図-16，図-17 に示す実験値と解析値は比較的精度良く対応しており，解析のモデル化が適切であることが分かる。また，図-16 (a)，図-17 (a)に示す第 1 上弦材端部の解析値は，全塑性に達した応力が破壊線に沿って軸力方向に推移しており，本トラスの応力特性を示している。
図-16 (b)に示す第 1 上弦材中央に関しても，同様な傾向

さらに，これらの図には式(7)，式(8)に示す軸力と曲げモーメントを受ける断面の全塑性モーメントの計算式

全塑性に達していないのは，同図(a)に示す第 1 上弦材端部の応力が先行して全塑性に達したからと考えられる。

6)から求めた相関関係を太線で記した。

N Aw
≤
のとき
NY 2∙A
MPC=MP
N Aw>のとき
NY 2·A
2·A
N
MPC =
· 1
∙ MP
A+2·AfNY
N ：作用軸力
MP ：全塑性モーメント
NY ：降伏軸力（=A･Y）
MPC ：軸力を受けるときの全塑性モーメントが実験値・解析値ともに見られるが，この部分の応力が

図-16，図-17 に示す実験値について，座屈拘束部材が降伏するまでの区間を見ると，全ての図において軸力(7)

負担が支配的であり，座屈拘束部材が降伏した時点（赤●印）の個材の応力は，短期許容応力の範囲内にある。
座屈拘束部材が降伏すると軸力の負担割合は減少し，曲(8)

げモーメントの負担割合が増大する傾向が伺える。ここで，応力が最大となる TRUSS5，TRUSS6 の第 1 上弦材の端部（図-16 (a)，図-17 (a)）に着目すると，短期許容応力に達したときの部材角は R=0.01rad 近傍であり，図53

三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号-6 (b)，(c)の荷重変形関係に示した第 1 上弦材が曲げ圧③ 弾性座屈解析により，本実験で用いた必要補剛剛縮降伏する部材角とほぼ一致している。これは，式(3)性を与えた上下弦材の座屈荷重は，これらの軸耐～(6)を用いることにより，軸力と曲げを同時に受ける力を大きく上回る結果を得た。これにより，設定

個材の弾性限界を適切に評価することができることを示した必要補剛剛性の妥当性を解析的に確認した。

すものである。図-16 (a)に示す TRUSS5，および図-17④ ヒンジ領域における個材の応力状態を，実験値と(a)に示す TRUSS6 の第 1 上弦材の解析値をそれぞれ見る

解析値双方の分析により把握した。個材の断面設と，全塑性に達したときの部材角は，それぞれ TRUSS5

計は，ヒンジ領域の内外に関わらず，想定されるが R=0.03rad，TRUSS6 が R=0.02rad 近傍であった。これ

座屈拘束部材の最大耐力時の軸力に対して短期許に対し，図-6 (b)，(c)に示す TRUSS5 および TRUSS6 の

容応力度設計を行うことで，損傷制御型トラス梁

荷重変形曲線を見ると，それぞれ R=0.03rad，R=0.02radの安定した塑性変形能力が担保されることを確認

において耐力の劣化は生じていない。よって，ヒンジ領した。

域の個材の応力が，解析値が示す全塑性時の部材角に達しても，損傷制御型トラス梁は安定した変形能力を維持

謝辞：本研究の遂行にあたり，東京工業大学

することを把握した。

准教授，巽信彦助教にご指導をいただきました。元東京

本試験体の個材の断面設計では，トラスの個材同士の接合をピン接合とみなし，ヒンジ領域の内外に関わら

工業大学大学院生

吉敷祥一

石川裕貴氏には加力実験においてご協力をいただきました。ここに深く感謝申し上げます。

ず曲げの生じない軸力材として設計した。想定される座屈拘束部材の最大耐力に対して，ヒンジ領域内外の個材

参考文献に生じる軸力が短期許容応力度以内であるように断面設

1) 江頭寛，川島学，原田浩之，小坂英之，森岡研三，

計することで，損傷制御型トラス梁の塑性変形能力を十

和田卓，宮口大：座屈拘束部材を用いた損傷制御型

分に確保できることを確認した。

トラス梁の加力実験，三井住友建設技術研究開発報告，No.17，pp.61-66，2019.9

４．まとめ2) 藤 本 盛 久 ， 和 田 章 ， 佐 伯 栄 一 郎 ， 渡 辺 厚 ， 人 見 泰
義：鋼管コンクリートにより座屈を拘束したアンボ

損傷制御型トラス梁の加力実験および実験結果の分析を行い，以下の知見を得た。
① いずれの試験体も，座屈拘束部材が応力制限機構
として機能し，安定した履歴曲線を描いた。また，

ンドブレースに関する研究，日本建築学会 構造工学
論文集，Vol.34B，pp.249-258，1988.3
3) 日本建築学会：鋼構造限界状態設計指針・同解説，2010.2ヒンジ領域の個材の降伏が，トラス梁の変形能力

4) 日本建築学会：鋼構造許容応力度設計規準，2019.10に与える影響はほとんどないことが分かった。

5) 山田哲，鄭景珠，吉敷祥一：繰り返し荷重を受ける② 補剛力は，試験体ごとにばらつきを生じたが，R=-鋼部材と鋼材の損傷の関係，日本建築学会構造系論

0.02rad 時の F/Nc は，2%に満たない結果を示した。
これにより，設定した必要補剛剛性の妥当性を実験的に確認した。

54

文集，第 603 号，pp.139-146，2006.5
6) 日本建築学会：鋼構造塑性設計指針，2017.2

Automated Real-time Seismic Monitoring System for Bridge and Building Structures

Automated Real-time Seismic Monitoring System for Bridge andBuilding Structures
橋梁および建築構造物のリアルタイム地震モニタリングシステム
第一構造技術部

ホアン チョン クエン

HOANG TRONG KHUYEN

第一構造技術部

内堀 裕之

HIROYUKI UCHIBORI

第一構造技術部

永元 直樹

NAOKI NAGAMOTO

地震などをリアルタイムに検知し，損傷等による構造物の異常を検知する自動的なモニタリングシステムを開発した。本システムは，無線加速度計ネットワークにより，構造物の固有振動数・振動モード形状・傾斜角度などの構造物の特性の変化を監視する。独自のアルゴリズムにより振動特性を高精度に推定し，リアルタイ
ムに異常を検知する。高速道路の橋梁の 2 件の実測データにより，本システムの妥当性および異常検知手法の有効性を評価した。舗装工事による橋梁重量の小さな変化を固有振動数の微小な変化として検出できたことから，軽微な損傷や構造の劣化などの構造物の変状による微小な剛性変化も同様に検出可能といえる。さらに，地震をリアルタイムに検知し，地震直後の構造物の即時性能評価に適用可能である。
キーワード：モニタリング，損傷検知，傾斜角度，固有振動数，常時微動This paper presents an automated real-time monitoring system that is able to identify seismic events likeearthquakes and to detect anomalies in the structures after these events using wireless accelerometer networks. Natural frequencies, modal shapes, and geometry inclination are indicators for evaluating structures.
An original algorithm was developed to identify modal parameters effectively and detect anomaly in realtime. The application in two highway bridges confirmed the value of the wireless monitoring system. The
detection of such small changes in bridge weight due to road surface construction work confirmed theability to detect slight damage or deterioration in structure. In addition, the result confirmed that real-time
detection of earthquakes and real-time evaluation of the structural performance is possible to implement.
Key Words: Monitoring, Damage detection, Inclination, Natural frequency, Ambient vibration

1.

INTRODUCTION

systems on existing structures such as the system of the Jindo
Bridge in Korea 5), 6), the Humber Bridge in England 7), theAn automated monitoring system of bridges is currently

Akashi-Kaikyou Bridge in Japan 8), 9), the Tamar Bridge inhighly interested in Japan to enable early evaluation ofEngland 10) showing the value of vibration-based monitoring

structures safety due to earthquakes and deterioration.

system using wireless sensor networks.

Various monitoring approaches including vibration-based

Damage or anomaly detection is one of the key functions

method 1), 2), 3), vision-based method 4), or optical fiber strain

in any monitoring system. The vibration-based monitoring

method, have been investigating for recent decades toapproach is based on the principle that an abnormal vibration

monitor structures. Getting cheaper in data acquisition andcharacteristic will be generated due to structural changes as

hardwareespeciallycracks, deterioration, or damages. The natural frequencies

integrated with wireless sensing networks, becomes more

and modal shapes are functions of structural weight andcommon for evaluating the performance of structures in real-

stiffness; hence, a reduction in natural frequency may

time. There are several remarkable examples of monitoring

indicate a stiffness reduction due to damage, cracks, or mass

cost,

vibration-based

monitoring,55

三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

Inspector

Cloud server(a) Sensor network(b) Deployed sensor(c) System structure

Fig. 1. Concept of wireless sensor network monitoringchange in structures. However, due to environmental factors

a wireless network and driven by dry batteries. Measured

like the temperature, the modal properties change as well,acceleration is sent to the cloud server in order to give easy

making the detection of small variations more difficult.

access to inspectors and to allow abnormal detection creating

In this paper, an automatic monitoring system for bridges

a real-time monitoring system. Email notification function isand buildings to detect earthquakes as well as to detectalso included to notify the inspector about the seismic event

structural anomaly using a wireless accelerometer network is

detection. In operation, accelerometers at sensor nodes

presented. The daily periodic ambient data is considered as ameasure vibration at a predefined schedule to makereference to evaluate the performance of the structuresreferenced data for structure evaluation. The trigger node, on

through changes of dynamic characteristics such as natural

the other hand, measures continuously with solar power

frequencies, modal shapes, and inclination of the structures

support to monitor vibration in seismic events. Besides 3along the time. An original algorithm was developed toaxial acceleration, inclination angles and temperature are also

accurately estimate natural frequencies and modal shapes

recorded. With wireless sensors and compacted size ofwith a high efficiency event with less than 1 gal level ofsensors, this system proves to have large freedom to set up inacceleration in ambient vibration. A step-by-step approach

bridges, buildings, and other infrastructures.

was developed to evaluate the structure in real-time after the
2.2

seismic event.

STRUCTURAL IDENTIFICATION
Structural identification for monitoring context is the2.

MONITORING SYSTEM FEATURES

process of estimating dynamic characteristics of structuresusing measured data. The process can be done in a forward

2.1

SEISMICDETECTIONANDSCHEDULED

MEASUREMENT

problem with analytical structural models that can becalibrated for a targeted structural condition, to calculate

Civil structures such as bridges and buildings are

structural properties. However, it is difficult to calibrate thegenerally of considerable size, making the installation of

structure, the inverse problem is more common in structural

wired systems costly and not desirable. Especially, in bridges,

health monitoring. The inverse problem can identify theit is difficult to layout the cable of wired sensors. For thesestructures without the FEM model. In this paper, thereasons, a wireless monitoring system as shown in Fig. 1 wasstructural properties can be identified using the structuraldeveloped to enable to monitor bridge and building structures.

response measured data only, without considering input for

The system consists of several triaxle accelerometers at

those responses which is hard to measure for bridges or

critical locations and one or several trigger nodes for seismicbuildings under in-service conditions. Particularly, theevent real-time detection. Sensor nodes are communicated indynamic modal properties such as natural frequencies, modal

56

Automated Real-time Seismic Monitoring System for Bridge and Building Structures(a) step by step anomaly detection(b) structural characteristic change in damage(c) statistic model for anomaly detection

Fig. 2. Anomaly detection concept
shapes, and rotation angles are estimated from acceleration

potentially identified. For example, in the undamaged

data by fundamental spectrum analysis. Fast Fourier

condition, each frequency can be represented by the normaltransform was firstly applied to acceleration, then an

distribution. The distribution would move to the left whenalgorithm was developed to estimate frequencies and modal

damage occurs as shown in Fig. 2(c). To enable real-time

shapes of the structure from the acceleration spectrum. Thisanomaly detection, three-step processes for detection, later

algorithm can identify the dynamic properties even with low

steps target for smaller changes, was developed to detect

amplitude vibrations.

anomaly as in Fig. 2(a). By optimizing the threshold in theoutlier test, the system can detect such small changes in the

2.3

ANOMALY DETECTION

range of 1.5 times the standard deviation in the natural

Anomaly in this context refers to sudden changes infrequency distribution. Changes in modal shapes werestructural properties, such as reduction of natural frequencies,

evaluated by Modal Assurance Criterion (MAC), calculatedchange in modal shapes, etc., due to cracks, deterioration.

as per equation (1), where ∅ and ∅0 are modal shapes at

The natural frequencies and modal shapes are functions ofevaluated time and reference mode shape vector. MAC

structural weight and stiffness; hence, a reduction in natural

indicates the modal shape change when it becomes below 1.0.

frequency may indicate a stiffness reduction due to damage

MAC i =or mass change in structures. However, for a long term period,2∅T0 ∅iTT∅0 ∅0 ∅ i ∅i(1)

environmental factors, such as temperature, are varying intime causing the dynamic properties could fluctuate within a

3.

APPLICATION IN CIVIL STRUCTURES

range. These fluctuations may overlap with the small changesof frequencies due to light cracks or damages. Therefore, it is

The system was applied in two highway bridges in Japan.

necessary to remove this effect in order to detect small

The first bridge is the Mukogawa Bridge which is a highway

damages. In this monitoring system, scheduled measured data

bridge in the Shin-Meisin Expressway, Japan, as in Fig. 3.

is used as a reference to detect anomaly after hazard events

This is the first extradosed butterfly web bridge in the world

or long-term variations. Whenever a seismic event detected,

with 5 continuous rigid-frame span prestressed concrete box

the system will form a referenced state by a normal

girder. The total bridge length is 442m with a typical span of

distribution model using scheduled data measured before the

100m. The bridge was awarded in the finalist of outstanding

event. Similarly, a normal distribution model for the test state

structures by IABSE 2019. A vibration monitoring system

will be also created by data after the detected event. If thewas installed in 2016 right after the construction of thestatistical distribution model changes, damage or anomaly issuperstructuretomeasurebridgeambient

vibration57

第 18 号

三井住友建設技術研究開発報告High precision accelerometer

Trigger sensor

Fig. 3. Monitoring system in the Mukogawa Bridge

High precision accelerometer

Analog device

Trigger sensor

Fig. 4. Monitoring system in the Terasako Bridge
S2 S1(b) Vertical acceleration(a) Transverse acceleration
0.31Hz1.16Hz1.41Hz0.73Hz(c) Transverse direction spectrum(d) Vertical direction spectrum(e) 1st transverse mode(f) 1st vertical mode

A2

P4

P3

S3

P2

P1

(g) 2nd transverse mode

A1(h) 2nd vertical mode
Fig. 5. Structural identification result

acceleration during road surface construction period as well

excitation. Those trigger nodes, powered by solar battery, areas after the bridge opens to traffic. Vibration in ambient daily

continuously measuring to detect any large vibration.

traffic, as well as vibration in such seismic events likeAccelerometers are scheduled to measure vibration two times

earthquakes,

wirelessevery day for making referenced data. Measured acceleration

accelerometer nodes, driven by dry battery, were set up in

will be sent to cloud server in order to give easy access togirder to measure vibrations of the bridge. Three trigger

inspectors and to allow abnormal detection that can be

nodes were set at bottom of pier to monitor unusual large

automatically implemented in the server creating a real-time

vibration due to earthquake, strong wind, or another large

monitoring system. Email notification function is also

58

ismonitored. A totalof17Automated Real-time Seismic Monitoring System for Bridge and Building Structures

included to notify the inspector whenever trigger nodes detectnatural frequencies can be estimated efficiently from thea seismic event.

dominant peaks as shown in Figs 8, 12.

A similar system was set up to the second bridge, theTerasako Choucho Bridge (previously called the Takubogawa

4.2

EARTHQUAKE DETECTION

Bridge) as shown in Fig. 4. This is the first rigid-frame

Detecting earthquake and intensity estimation wasbutterfly web girder bridge in the world, located in thedesigned as a key function of the monitoring presented in thisHighashi Kyushuu Expressway in Hyuga city, Miyazaki

paper. The trigger nodes setting at the pier lower part track

prefecture, Japan. In 2016, it was recognized as an

the occurrence of earthquakes with solar power supply. The

outstanding structural award by FIB. The bridge has a 10-

monitoring system presented in this paper detects seismic

span continuous prestressed concrete box girder with aevents by tracking RMS acceleration in the trigger nodes.

typical span of 73.5m and a total length of 712.5m. A total ofDuring the monitoring term from December 2017 up to

28 accelerometers was setup to monitor the bridge. One

March 2020, in the Terasako Choucho Bridge, there were

trigger node was also installed in pier P7 for earthquake

several medium to major earthquakes as recorded in Table 1

detection. The sensor network and its operation are the same11).

as with the Mukogawa Bridge.

monitoring system. Fig. 6 shows the maximum acceleration

All of these seismic events were detected by thisin daily measurement as well as in detected earthquakes in

4.

RESULT AND DISSCUSION

the monitoring system in the bridge. It confirmed that thesystem can detect all listed earthquakes.

4.1

STRUCTURAL IDENTIFICATION
Whenever acceleration data is uploaded to the cloud, thestructural identification process is implemented to estimate

4.3

GEOMETRY INCLINATION
The acceleration vector has a trigonometric relationshipnatural frequencies and modal shapes. Fig. 5 shows anexample of structural identification results for the Mukogawa

Table 1. Recorded earthquakes by Japan Meteorological
AgencyBridge on a slightly windy day before the bridge opening totraffic. The identified mode shapes are well consistent withdesigned values. It confirmed that event under microvibration with acceleration less than 1 gal, the natural
frequencies, and mode shapes can be estimated accurately.
Furthermore, it showed that when there is not car moving on
the bridge, it is hard to identify natural frequencies becauseof the high white noise ratio. An algorithm to find the mostreliable peaks was developed to estimate natural frequencies
by statistical processes. It showed that dominant frequency

No

Epicenter
name1 Hyuga
2 Hyuga
3 Hyuga
4 Hyuga
5 Hyuga
6 Hyuga
7 Kumamoto
8 Hyuga
9 HyugaTime

Maximum
intensity

Intensity
at Hyuga

4
3
53
4
3
63
4

2
2
3
2
3
3
1
2
2

2019/5/11 8:59
2019/5/10 9:07
2019/5/10 8:48
2019/5/10 7:43
2019/3/27 15:38
2019/3/27 9:11
2019/1/3 18:10
2018/7/3 20:38
2018/2/9 3:31

peaks vary when no traffic running in the bridge, but the
Intensity 3 earthquakes
Intensity 2 earthquakes

Ambient vibration

Intensity 3 earthquakes

Fig. 6. Earthquake detection and filtered frequency in the Terasako Choucho Bridge

59三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

S2 S4

In plane rotation
Stable from 2017/1

Out of plane rotation
Deviate as temperature

Fig. 7. Inclination variation in the Mukogawa Bridge
rms acceleration at bridge center

Dominant peaks at sensors

Estimated natural frequency

Estimated frequency
Curved fitting
Temperature

Kumamoto EQ
Filtered frequency (added mean value)

Intensity 3 EQ

Fig. 8. 2nd vertical mode frequency variation and anomaly detection in the Terasako Choucho Bridgewith the gravity vector, that allows defining tilt angle ofby creep effect. In out of plane rotation, the movement isaccelerometers. Once structure deforms due to concrete creep,

consistent with the variation of temperature. However, thefoundation settlement, etc., the structural inclination would

both movements are very small, approximately 1 milliradian.

be changed, making it possible to detect the long-term

It also confirmed that there was not abnormal deformation

deformation in structures. Fig. 7 presents the inclination of

due to the foundation settlements of the bridges.

the Mukogawa Bridge girder since the superstructure
construction completed. It found a minor change in

4.4

ANOMALY DETECTION

inclination in both bending direction (in-plane rotation) as

It has been almost 2 years since the system started

well as transverse direction (out of plane rotation). In-planemeasuring at the Terasako Choucho Bridge. Fig. 8 shows therotation progressed from the beginning of measurement andvariation of 2nd vertical mode frequency variation frombecame stable from 2017/01. This deviation may have caused

December 2017 together with the temperature variation until

60

Automated Real-time Seismic Monitoring System for Bridge and Building Structures

The Mukogawa Bridge

The Terasako Choucho Bridge

The Terasako Choucho Bridge

after ②
Unclear correlation

Fig. 9. Temperature versus frequency

distribution

distribution

frequency (Hz)before ②

Fig. 10. Filtered frequency distribution

Fig. 11. Filtered frequency distribution
before and after ②

No traffic

Only construction trucks

Opened to traffic

rms acceleration at bridge center
X: longitudinal
Y: transverse
Estimatedfrequency③ ④①

Dominant peaks at
sensors⑤

Z: vertical

Estimated natural frequency②
Mode shape not changed
Modal assurance criterion③①

Step 1 detection
④

②
③

①

②

Step 2 detection
④

⑤

④

⑤

③
①

②

Step 3 detection

Fig. 12. 1st vertical mode frequency variation and anomaly detection in the Mukogawa Bridge
July 2019. It shows that due to the changing environment

a linear relationship between temperature and frequency as

condition during the year, the frequency also varies following

shown in Fig. 9. However, this approach has low accuracy

a yearly cycle, but with a time lag compared to temperature.

because frequencies have a short time lag to temperature

The temperature has a major effect on the variation ofchange and it requires a year-long measurement to gather

frequency. Furthermore, the change of frequency due toenough representative data. Instead, in this paper, a high-passtemperature change is relatively large, close to 2-3 times offilter was used to remove the effect of temperature. The highstandard deviation of frequency in measurement. These long-pass filter was designed in order to remove low- frequency

term variations may overlap with the small changes of

movement as year cycle due to seasonal change. The meanfrequency due to light cracks or damages. Therefore, it isvalue of few latest measurement frequencies was used innecessary to remove this effect in order to detect small

combination with filtered frequency to form a reference

damages. The temperature effect can be suppressed assuming

statistical model to track anomaly. The Terasako Choucho

61三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

Table 2. Construction recorded work for road surface
finishingNo

be used to remove the effect of temperature, so that smallerchanges in modal properties can be detected easily, creating
feasibility of small damage detection. This system could beTime① 2016/12/21

Content
Temporary asphalt② 2017/5/12

Outbound line leveling layer③ 2017/9/28

Remove temporary asphalt④ 2017/11/10

Inbound line leveling layer⑤ 18/01/18-26

Asphalt surface layer

applicable to both bridges and building structures forstructural health monitoring after seismic events as well as
long term performance monitoring.
Acknowledgement: Sensing network in this system is as apart of the joint research between Sumitomo Mitsui

Bridge experienced three level-3 intensity earthquakes during

Construction Co., Ltd and Sonas Inc., Anomaly detection is

the last two years, however, as shown in Fig.8 the frequency

as a part of the joint research with Associate Professor

has not changed after those hazard events. It means that there

Tsukasa Mizutani at Institute of Industrial Science, themay be not cracks or damage by the hazard event.

University of Tokyo. Authors express their sincere gratitude

Furthermore, Fig.10 plotted histogram for 2-year natural

to cooperation from these co-researchers. The cooperation of

frequency shows that the initial assumption of the normal

West Nippon Expressway Co., Ltd in granting opportunity to

distribution model of natural frequency is reasonable.

install sensor systems and measure data in the field is also

In the Mukogawa Bridge, the natural frequencies of thehighly appreciated.

bridge move with a similar pattern along the year due to thechange in temperature. However, the monitoring system in

References

this bridge was installed right after the concrete construction

1)

Fan, W. and Qiao, P.: “Vibration-based Damage

was completed. There were some construction works related

Identification Methods: A Review and Comparative

to asphalt surface finishing still remain at that time. Table 2

Study”, Structural Health Monitoring, Vol.10, No.1,

shows a record of these works. Due to asphalts layers added,

pp.83-111, 2011.

the weight of the bridge was increased and the bridge natural

2)

Li, H., Ou, J., Zhang, X., Pei, M., and Li, N.:

frequency changed consequently, as an example in Fig.11.

“Research and practice of health monitoring for long-

The step-by-step algorithm can detect these small changes asspan bridges in the mainland of China”, Smart

shown in Fig.12. At the event ① to ④, the change ofStructures and Systems, Vol.15, No.3, pp.555-576,

frequency is relatively larger and it can be easily appreciated.
At event ⑤, frequency changed slightly because only asphalt

2015.
3)

Lynch, J. P. and Loh, K. J.: “A Summary Review ofsurface layer was added in the bridge, but the monitoring

Wireless Sensors and Sensor Networks for Structural

system can also detect this change.

Health Monitoring”, The Shock and Vibration Digest,
Vol.38, No.2, pp.91-128, 2006.

5.

CONCLUSION

4)

Catbas, F. N., Dong, C. Z., Celik, O., and Khuc, T.: “AVision for Vision-based Technologies for Bridge

In this paper, an automated monitoring system to detect

Health Monitoring”, Proceeding of IABMAS 2018,
keynote lecture, pp.54-62, 2018.

seismic events and detect anomaly for buildings and bridges
using wireless sensor networks is introduced. The system is

5)Cho, S., Jo, H., Jang, S., Park, J., Jung, H. J., Yun, C.

able to detect seismic events such as earthquakes andB., and Seo, J. W: “Structural health monitoring of atyphoons and then detect structural anomaly in real-time. Its

cable-stayed bridge using wireless smart sensor

application to two real highway bridges confirmed that it cantechnology: data analyses”, Smart Structures anddetect all earthquakes of the targeted magnitude. The system

Systems, Vol.6, No.5-6, pp.461-480, 2010.

can identify modal properties efficiently, event under very

6)

Jang, S. et al.: “Structural health monitoring of alow excitation such as traffic, wind, or white noise excitations.

cable-stayed bridge using smart sensor technology:

The statistic models of modal properties are developed to

deployment and evaluation”, Smart Structures andrepresent structural characteristics and detect structural

Systems, Vol.6, No.5-6, pp.439-459, 2010.

anomaly. Furthermore, the application of high pass filter can

62

Automated Real-time Seismic Monitoring System for Bridge and Building Structures

7)

Rahbari, R., Niu, J., Brownjohn, J., and Koo, K. Y.:

Japan”, Proceedings of the Japan Academy, Series B,“Structural identification of Humber Bridge forVol. 94, No. 2, pp. 98-128, 2018.

performance prognosis”, Smart Structures and8)

Systems, Vol.15, No.3, pp.665-682, 2015.

R.: “Structural health monitoring of the Tamar

Fujino, Y., Siringoringo, D. M., Ikeda, Y., Nagayama,suspension bridge”, Structural Control and HealthT., and Mizutani, T.: “Research and Implementations

Monitoring, Vol. 20, pp. 609-625, 2013.

of Structural Monitoring for Bridges and Buildings in
9)10) Koo, K. Y., Brownjohn, J. M. W., List, D. I., and Cole,

11) Japan Meteorological Agency,

Japan”, Engineering - Article in Press, 2019.

http://www.data.jma.go.jp/svd/eqdb/data/shindo/index.

Fujino, Y.: “Vibration-based monitoring forphp

performance evaluation of flexible civil structures in

63

64

地震時損傷モニタリングデータを用いたベイズ推定による建物損傷評価

地震時損傷モニタリングデータを用いたベイズ推定による
建物損傷評価Seismic Damage Estimation for Buildings by Bayesian Inference Using Real Time Monitoring Data
第二構造技術部

山田

哲也

TETSUYA YAMADA

第二構造技術部

江頭寛

HIROSHI EGASHIRA

第一構造技術部

内堀裕之

HIROYUKI UCHIBORI

建設情報技術部

チャイモンコン

チャナナン

CHAIMONGKHOL CHANANUN

ベイズ統計学を活用した推定手法により，被災域に立つ建物群の損傷推定する方法を提案する。損傷推定
モデルのパラメトリックスタディを実施して，ベイズ推定の結果得られる事後分布による被害率曲線への影響を検討した。また，実地震の状況に即して，計測震度ごとの損傷建物棟数のばらつきの影響を検討した。過去の地震被害データに基づき，対象建物総数に対するモニタリング建物の割合をパラメータとしたベイズ推定シ
ミュレーションを実施し，推定被害率曲線や最尤被害レベルについて考察した。不確定性を有する被害レベルの伝達手段として，モンテカルロシミュレーションにより得られる最尤被害レベル頻度分布を提案した。
キーワード：地震損傷モニタリング，損傷評価，ベイズ推定，被害率曲線，最尤損傷レベル

Bayesian inference for damage probabilities using real time monitoring data is proposed. The parametricstudies of the damage probability model are conducted. Considering an actual earthquake, the case of nonuniform distribution of monitoring structures at each seismic intensity is studied. Simulations using damage
data due to historical earthquakes show the influence of the monitoring ratio on the reliability and damagelevel distribution. The applicability and consideration for uncertainty of damage probability of the proposed
method are shown.
Key Words: Seismic damage monitoring, Damage estimation, Bayesian inference, Fragility curve,
Maximum likelihood damage distribution

１．はじめに際の損傷データに基づく尤度関数から損傷確率の事後分布を計算することができる。最初の推定に用いた既往の地震発生直後，事業継続計画（BCP）を進める上で重被害率曲線は，ベイズ推定によって更新される。この方要になるのは，建物の早期の損傷度評価である。本研究

法を適用してモニタリングデータの分析により，地震被では，リアルタイムモニタリングデータを用いた損傷確害を受けた地域のモニタリングしていない建物の損傷を率に関するベイズ推定手法を提案する。

推定評価する。

建物の損傷レベルを評価するモニタリングシステム

この推定評価モデルのパラメトリックスタディにより，として各種のものが開発されている。これらのシステム

その特性を明らかにした。そして，モニタリング建物のは，地震直後にモニタリングしていた建物の損傷データ

計測震度ごとの地理的分布が均一（同数）な場合と現実を得ることができる

例えば 1)。しかし，モニタリングしての地震被害状況に近い不均一な場合について検討する。

いる建物の数は限られている。そこで，本研究では得ら

最後に，過去の地震被害データを活用し，モニタリング

れたデータから類似の損傷特性を有するモニタリングし割合をパラメータとしたベイズ推定シミュレーションにていない建物群の被害を統計的に評価することにより，より，不確定性を有する推定損傷確率の把握を容易にす

データの有効活用を目指す。

るリスク伝達手法を提案する。

ベイズ推定の枠組みでは，損傷確率の事前分布と実65

三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

２．ベイズ推定による建物損傷推定の手順ータである仮設的事前標本 M0'を用いてモデル化される。
M0'は，ベータ分布で表される事前分布の不確定性を示

地震時に複数建物から送信される損傷モニタリング
データにより建物の損傷レベルを把握することができる。
これを活用して，既往の被害率曲線をベイズ更新することにより，モニタリングデータを反映した被害率を推定する。ベイズ推定は，文献 2)に示すアルゴリズムに基づすものであり，式(2)のようにμとσ又は p と q で規定できる 6)。
𝑀

4

𝑝

𝑞

3

(2)

本ベイズ損傷推定において数学的処理の簡略化のため，損傷確率 pk の事前分布は，式(3)に示す多項分布の共役いている。
このアルゴリズムにより，自治体や企業は，モニタ分布であるディリクレ分布（多変量ベータ分布とも呼ばリングしている建物（Mi0 i: 計測震度(SI)）のデータを用
いて管理対象となる建物群（MiT ）の全体的な損傷レベれる）とする。本研究では，k=1（無損），k=2（小破），ルを推定することができる。損傷評価の手順を以下に示

ベクトルを表わす。

す。

k=3（中破），k=4（大破）で K=4 とする。なお，太字は

𝑓 𝐩 𝑀 ，𝐧

𝐾 ∏

Γ 𝑀

(3)

（１）地震時のデータ収集
地震直後に，モニタリング装置から建物の層間変位デ（３）損傷モニタリングデータに基づく尤度関数ータが送信され，あらかじめ設定された閾値によって無尤度関数は，実際の地震のよって生じた損傷レベル k

損，小破，中破，大破が判定される。モニタリングしたごと（無損，小破，中破，大破）の建物損傷棟数ni0 k に建物の立地点での計測震度は，防災科学技術研究所の強よって表現される。このモニタリングデータは，地震に3)やリアルタイム地震・防災情報利用協議会のよって得られた観測データとして尤度関数として扱われリアルタイム地震被害推定情報 4)などを活用して把握する。モニタリングによって得られた総棟数Mi0 は，式(4)る。これらのデータを組み合わせ，計測震度ごとに損傷のように損傷レベル k ごとの建物損傷棟数ni0 k の和になる。

震観測網

レベル別建物数のデータを即時に得ることができる。
𝑀

∑

𝑛

(4)

k=1(無損)，2(小破)，3(中破)，4(大破)（２）損傷確率の事前分布

i: 計測震度（0.0~7.0

地震直後には，この被害率曲線を用いて初期の大ま

0.1 ごと）かな損傷評価を得ることが可能である。しかし，この不確定性は大きく，より信頼性の高い被害率曲線を得るた（４）損傷確率の事後分布

め，ベイズ推定を適用する。本ベイズ損傷推定では，事

地震時損傷データ調査の結果，建物の総数 MT の一部

前分布に既往の被害率曲線の不確定性を取り込んでいる。

のモニタリング棟数 M0 から損傷レベルごとの内訳棟数

本研究で扱う被害率曲線は，既往の研究 5)に基づき，n0k が得られたとして，被害率の推定値を更新する。図計測震度（SI）と損傷確率の関係を表す正規分布（平均-1 にモニタリング建物とモニタリングしていない建物

値λ，標準偏差ξ）を仮定する。この被害率曲線は，統（非モニタリング建物）の概念を示す。被害率 pk の事計による損傷レベルのばらつきを含んでいる。本ベイズ

後分布は，逐次更新により分布形が変わらない共役分布

損傷推定では，このばらつきをベータ分布  （p，q）でのメリットを活かして式(5)のディリクレ分布で得られ仮定し，確率密度関数は式(1)で表す 6)。ベータ分布のパる。なお，太字はベクトルを表わす。

ラメータ p，q は，式(1)に示すように，計測震度 SI ごとの損傷確率のベータ分布の平均値μと標準偏差σから得𝑓 𝐩 𝑀 ，𝑀 ，𝐧 ，𝐧ることができる。
＝Γ 𝑀
𝑓 𝑥

𝑀

𝐾 ∏

(5)

(1)
𝑝

𝜇

1 ,

𝑞

𝑝

事前被害関数による初期損傷推定とモニタリングによる実被害情報との統合処理は，簡単なパラメータ処理

事前分布を有する被害率曲線（以下，事前被害率曲だけで行われる。この確率密度関数（多変量ベータ分布）線という）の確信度は，「M0'棟あたりn'0k 棟の被害が予において変数 pk の平均値μ'p と標準偏差σ'pk は次式で与え想される。k: 損傷レベル」という意味を付与したパラメ

られる。

66

k

地震時損傷モニタリングデータを用いたベイズ推定による建物損傷評価

モニタリングInvestigated

M0 = n 0 + … +n 0
1

K

X X

n0
1
:
n0

OOOO

M = MT - M 0
XXXX

NT - n 0
1
1:
NT - n0

OOOOOK

M T = NT + … + N T
1

図-1

初
期
ベ
イ
ズ
更
新

非モニタリング
To be Investigated

K

K

K

文献 2）から修正

モニタリングと非モニタリング建物棟数の概念

𝜇

(6)

𝜎

(7)

既往の被害率曲線（λ0，ξ0）
モニタリングデータ
同
一
デ
❘
タ

事後分布による被害率曲線（λi，ξi）

事前分布による被害率曲線（λi，ξi）
繰り
モニタリングデータ
返
し
i=i+1
ベ
事後分布による被害率曲線（λi+1，ξi+1）
イ
ズ
更 未収束
新
λi+1‐ λi< εξi+1‐ ξi < ε収束
END

事後分布の信頼性を表す指標としてベータ分布  （p，q）のパーセント最高密度区間（HDR）を用いる 7)。計図-2

測震度ごとの損傷確率のばらつきの平均値μと標準偏差

ベイズ推定繰り返しの流れ

3

Severe damage
大破σから得られたベータ分布のパラメータ p と q は式(1)に中破
Medium damage

より算定する。

2

震度ごとの損傷レベル k ごとに得られた平均値μを基Light damage
小破に，その損傷棟数によって重み付けした最小二乗法によ1り，(1)節の既往の被害率曲線と同じ正規分布を仮定しNo damage
無損た平均値λ，標準偏差ξの被害率曲線（以下，事後被害

Seismic Intensity
計測震度

0

4.5

率曲線という）を回帰する。

5

図-3

5.5

6

6.5

7

最尤損傷レベル4（５）損傷レベル評価(1)～(4)節の手順によりベイズ推定が行われる。文献
2)では，(3)節のモニタリングデータに基づく最尤関数

32

は，実被害情報が逐次集まり複数回更新されるのに対し，
1

Severe damage
大破
Medium damage
中破Light damage
小破

本損傷推定評価では，地震直後に収集される 1 回のみを無損
4
3.5No damage
4.0

Seismic Intensity
計測震度0

想定している。
図-2 にベイズ推定による被害率曲線を得る流れを示す。本手順では，最初に既往の被害率曲線に事前分布を

3.5

4.5
4.5

5
5.0

5.5
5.5

6
6.0

6.5
6.5

7
7.0

7.5

‐1

図-4

最尤損傷レベル頻度分布

仮定（事前被害率曲線）し，ベイズ更新により事後被害

最尤損傷レベルを得る。これは，図-3 に示すような計率曲線を算定する。その後，得られた事後被害率曲線を

測震度ごとに最も発生確率が高い損傷レベルを表示した

次の繰り返しの事前被害率曲線とし，同じモニタリング

ものである。これにより，計測震度域ごとの検討対象建

データを尤度関数としたベイズ更新で新たな事後被害率

物群の損傷レベルを把握することができる。

曲線を得る。事前分布→尤度関数→事後分布という流れ

しかし，損傷レベルには一定の不確定性が含まれていを事後被害率曲線のパラメータ（平均値λ，標準偏差ξ）る。これを表現するために，被害率曲線のベータ分布にが一定値に収束（今回はε=0.01）するまで繰り返す。

よるばらつきを考慮した疑似損傷棟数データをモンテカ

同じデータを繰り返し活用したベイズ更新により，得ルロシミュレーションで発生させ，最尤損傷レベルの発られたデータの活用度を高めることを意図している。追生頻度を集計し，震度ごとのばらつきを表現する。図-加データを得た場合には，適宜，ベイズ更新を追加する。

4 に，ベータ分布のばらつきの影響を把握するため実施

次に，収束した得られた事後被害率曲線を用いて，した複数回のモンテカルロシミュレーションによる，最67

三井住友建設技術研究開発報告1

第 18 号

被害確率

0.8

0.6

被害確率

1

事前被害率曲線 λ=6.08 ξ=0.422

0.9

事後被害率曲線 M0'=1

0.8

事後被害率曲線 M0'=30.7

事後被害率曲線 M0'=10

0.6

事前被害率曲線 λ=6.08 ξ=0.422
事後被害率曲線 λ=6.08 ξ=0.422
事前被害率曲線 λ=5.58 ξ=0.422
事後被害率曲線 λ=5.58 ξ=0.422
事前被害率曲線 λ=6.58 ξ=0.422

0.5

0.4

事後被害率曲線 λ=6.58 ξ=0.422

0.4
0.3

0.2

0.2
計測震度

0.1

0
4.5

5

図-5

5.5

6

6.5

7

仮設的事前標本 M0'の影響

計測震度

0
4.5

5

5.5

6

6.5

7

a）平均値λの影響
尤損傷レベルの発生頻度を円の大きさで表現した最尤損
傷レベル頻度分布図を示す。これにより，計測震度ごとの各損傷レベルの相対的な発生頻度を把握することができる。

３．ベイズ損傷推定のパラメトリックスタディ（１）事前被害率曲線のパラメータａ）仮設的事前標本 M0'
2 章(2)節の式(2)に示す仮設的事前標本 M0'は，ベイズb）標準偏差ξの影響推定の最初に与えられる事前被害率曲線の不確定性を表

図-6

事前被害率曲線の形状の影響す指標である。図-5 に事前被害率曲線の M0'が 1，3，10の場合の事後被害率曲線への影響を示す。各ケースとも

らつきは M0'=3 としてシミュレーションした。その結果

事前被害率曲線を平均値λ=6.08，標準偏差ξ=0.422 と得られた事後分布による被害率曲線を青線で示した。こし，建物総数を 100 棟，モニタリング棟数を 10 棟とし，れより，事前被害率曲線が内包する M0'=3 のばらつきを疑似モニタリングデータを発生させるための参照被害率

仮定した場合，95%HDR の範囲で事前被害率曲線を選曲線は，事前被害率曲線と同一（黒実線）とし，そのば択しても，その平均値λの幅に対する各事後被害率曲線

らつきは M0'=3 と共通にしてシミュレーションした。

の平均値λの幅の割合は 20%程度の影響であることが分

事後被害率曲線は，M0'が大きくなると事前被害率曲かる。

線に近づく特性がある。これは，事前被害率曲線の M0'

図-6 b)に，標準偏差ξの影響を示す。黒実線は木造が大きいほど事前被害率曲線の確信度が高く評価される（1972-1981）5)の被害率曲線を参考にしたξ=0.422 に対ことを表している。

し，黒破線のξは木造（-1981）8)の被害率曲線によるξｂ）事前被害率曲線の形状（平均値λ，標準偏差ξ）=0.150 に当たる。文献 5)の被害率曲線は，兵庫県南部地

本ベイズ推定で扱う建物の被害率曲線は，計測震度

震によるもので，文献 8)の被害率曲線は，それ以降に発と被害率の関係を正規分布で仮定している。図-6 に事生した 7 つの地震の被害データを基にしたものである。

前被害率曲線の正規分布のパラメータ（平均値λ，標準

青実線と青破線は，結果として得られる事後被害率曲線偏差ξ）が事後被害率曲線に与える影響を示す。

である。シミュレーションの諸条件は，図-6 a)と同じ

図-6 a)に，平均値λの影響を示す。黒線は事前被害である。

率曲線，青線は事後被害率曲線を示す。実線は，木造

事前被害率曲線の勾配は黒実線と黒破線で大きく異（1972-1981）5)の被害率を参照した平均値 6.08（中大破）なるが，事後被害率曲線に与える影響はほとんど見られのケースである。破線と点線は，それぞれ平均値 5.58

ないことが分かる。しかし詳細に見ると青い破線は青いと 6.58 で，M0'=3 の時の黒実線のベータ分布の 95%HDR

実線に比べ計測震度 6.08 を境に，それ以上の範囲で被の上限・下限に相当する被害率曲線である。各ケースと害確率がわずかに大きくなり，それ以下では小さくなる

も標準偏差ξ=0.422，M0'=3，建物総数 100 棟，モニタことが分かる。これは事前分布の形状の特性が現れたもリング棟数 10 棟とし，疑似モニタリングデータ発生ののである。

ための参照被害率曲線は，図中の黒実線を用い，そのば68地震時損傷モニタリングデータを用いたベイズ推定による建物損傷評価

1

被害確率
事前被害率曲線 λ=5.58 ξ=0.422 M0'=3
参照被害率曲線 λ=6.08 ξ=0.422
事後被害率曲線 3棟/100棟
事後被害率曲線 5棟/100棟
事後被害率曲線 10棟/100棟
事後被害率曲線 50棟/100棟
事後被害率曲線 100棟/100棟

1
0.9
0.8
0.7
0.6
0.5
0.4

1

被害確率

事後被害率曲線0.9

事後被害率曲線

0.8

95%HDR 上限

0.8

95%HDR 上限

0.7

95%HDR 下限

0.7

95%HDR 下限

0.6

0.6

0.5

0.5

0.4

0.4

0.3

0.3

0.2

0.2

0.1

0.3

被害確率

0.9

0.1
計測震度

0
4.5

0.2

5

5.5

6

6.5

計測震度

0
7

4.5

5

a）5％

0.1

計測震度

1

0
4.5

5

5.5

6

6.5

7

（中大破）
図-7

モニタリング割合による事後被害率曲線の比較

1

被害確率

事後被害率曲線0.9

事後被害率曲線

0.8

95%HDR 上限

0.8

95%HDR 上限

0.7

95%HDR 下限

0.7

95%HDR 下限

0.6

0.6

0.5

0.5

0.3
0.2
0.1

0.1
計測震度

0
4.5

5

5.5

6

6.5

図-8

計測震度

0
7

c）50%

て検討する。ここでは，単純化のため，計測震度ごとの害 率 曲 線 は ， 小 中 大 破 （ λ=5.08， ξ=0.422）， 中 大 破

7

0.4

0.2

モニタリング棟数は均一と仮定する。事前分布による被

6.5

被害確率

0.9

0.3

モニタリング棟数がベイズ推定に与える影響につい

6

b）10％

0.4

（２）モニタリングデータのパラメータ

5.5

4.5

5

5.5

6

6.5

7

d）100%

モニタリング割合による事後被害率曲線の95%HDR 範囲の比較（中破）（λ=5.58，ξ=0.422），大破（λ=6.08，ξ=0.422）とし，仮設的事前標本 M0'=3 とした 2)。シミュレーションで発生させる疑似モニタリングデータの参照被害率曲線は文

事後被害率曲線の信頼性の低さを考慮して損傷状況を判献 5)の木造（1972-1981）を参照した。

断する必要がある。

建物総数を 100 棟と仮定し，対するモニタリング棟数の割合を 3，5，10，50，100%として事後被害率曲線に４．モニタリング建物の分布の特性

与える影響を検討した。図-7 に各ケースの中大破の事
後被害率曲線を示す。図中，黒実線は事前被害率曲線を，（１）不均一性の考え方

赤破線は疑似データ発生のための参照被害率曲線を示す。

3 章では，建物総数とモニタリング棟数が計測震度域

モニタリング割合が大きくなると事後被害率曲線は参照

ごとに均一であると仮定した。しかし，実際の地震時に被害率曲線に近づくことが分かる。これより，本ベイズは，震源からの距離や建物の密度などによって計測震度

推定モデルはモニタリング割合が多いほど実被害を表す

ごとの損傷建物棟数は一定にはならない。4 章では，こ被害率曲線（参照被害率曲線）に近づく特性を表すことのような不均一な分布状況でのベイズ推定について考察ができることが分かる。本事例では，50%のケースはする。

100%のケースとほぼ同じ事後被害率曲線を得るので，シミュレーションでは，建物総数を均一な乱数により，50%のモニタリングで全体の評価が可能と判断できる。

震度ごとに 0 棟から MT 棟の範囲で変動させた MT 棟とす

これは，諸仮定に依存するため，実情に合わせたシミュる。更に，モニタリング割合の上限を RM%として，均レーションにより適宜検討する必要がある。

一な乱数により 0 から RM の範囲で変動させた RM%とす

図-8 に，モニタリング割合ごと（5，10，50，100%）る。これより，ある計測震度の建物総数は MT（図-1 のの中破の事後被害率曲線と 95%HDR の上限・下限を示MT），モニタリング棟数（図-1 の M0）は，RM×MT となす。95%HDR の範囲は，計測震度に応じて変化するが，り，計測震度ごとにばらついた棟数を再現する。

最大幅は曲線のピーク時に生じ，それぞれ 50，43，25，
19%である。
図-7，8 より，モニタリング割合が多くなるに従い事（２）震度ごとの建物総数とモニタリング割合の不均一性

後被害率曲線は仮定した真の曲線（参照被害率曲線）に

計測震度 0.1 ごとの対象建物総数 MT の最大値を 100 棟

近づき，同時に被害率の信頼性も高くなるといえる。従とする。モニタリング割合 RM の最大値を 50%と仮定しって，モニタリング割合が少ない状況での損傷推定は，てシミュレーションする。その他の条件としては，事前

69

三井住友建設技術研究開発報告1

第 18 号

被害確率

1
参照被害率曲線 無損

0.9
0.8

0.7

0.6

0.6

0.5

0.5

0.4

0.4

0.3

0.3

0.2

0.2

0.1

0.1

0
4.5

5

5.5

6

6.5

参照被害率曲線 小破

0.9

0.8

事後被害率曲線 小破

0.8

95%HDR 上限

0.7

0.5

0.4

0.4

0.3

0.3

0.2

0.2

0.1

0.1

0
4.5

5

5.5

6

6.5

計測震度

5

0.7
0.6

5.5

0.6

0.4
0.3

計測震度

0
4.5

5

5.5

6

6.5

6

6.5

計測震度

7

参照被害率曲線 大破
事後被害率曲線 大破

0.8

0.7

95%HDR 上限

0.7

0.6

95%HDR 下限

0.6

0.5

0.5

0.4

0.4

0.3

0.3

0.2

0.2
計測震度

0
4.5

5

5.5

6

6.5

7

7.5

b）不均一分布の場合

最尤損傷レベル頻度分布

計測震度ごとの被害率が最大になる損傷レベルの頻度をに唯一の損傷レベルが決定される。不均一なケースの場
合，計測震度 5.7，6.1，6.4，6.5 では，最尤損傷が複数

5

5.5

6

6.5

計測震度

7

小破と中破の可能性があるが小破の円の径が大きいので，小破の可能性が高いことを読み取ることができる。最尤

被害確率

る不確定性を考慮した最尤損傷レベルの発生頻度のばら

参照被害率曲線 大破
事後被害率曲線 大破
95%HDR 上限
95%HDR 下限

つきが分かり，現実の地震被害に即した損傷推定を把握することができる。

５．損傷推定の適用例

0
7

6.5

均一なケースでは，最尤損傷レベルが計測震度ごと

0.1

0.1

6

損傷レベル頻度分布は，建物の棟数の不均一性から生じ

1

0.8

5.5

円で表したものである。

中破
0.9

5

度の大きさを表している。例えば，計測震度 6.1 では，

中破
被害確率

4.5

の損傷レベルで生じていて唯一決まらない。円の径は頻

4.5

0.9

4

て不均一で低く（幅が広い）表れている。

0

7

3.5
無損

図-10

0.1

0.1

7.5

‐1

a）均一分布の場合

0.2

0.2

7

7

参照被害率曲線 中破
事後被害率曲線 中破95%HDR 上限
95%HDR 下限

0.7

0.3

1

6.5

被害確率

0.8

0.4

6.5

ロシミュレーションによって得られた事後被害率曲線の
5

0.9

0.5

6

である。この図は，一様乱数による 100 回のモンテカル
4.5

0.5

5.5

図-10 は，2 章(5)節で示した最尤損傷レベル頻度分布1

参照被害率曲線 中破
事後被害率曲線 中破95%HDR 上限
95%HDR 下限

0.8

6

小破

被害確率

0.9

5.5

被害確率
参照被害率曲線 小破
事後被害率曲線 小破
95%HDR 上限
95%HDR 下限

小破
1

5

‐1

0

7

0

4.5

計測震度

0.6

0.5

計測震度

計測震度

0.7

95%HDR 下限

0.6

小破
1

0

1

被害確率

2

3.5
4
無損

無損

0.9

中破

中破
小破

4.5

7

3

1

0

計測震度

大破

大破
3

2

無損
1

4

4

参照被害率曲線 無損
事後被害率曲線 無損
95%HDR 上限
95%HDR 下限

0.8

95%HDR 上限
95%HDR 下限

0.7

被害確率

0.9

事後被害率曲線 無損

計測震度

4.5

5

5.5

6

6.5

7

大破

大破

本評価手法は，まだ現実の地震で適用された事例はな

a）均一分布の場合

b）不均一分布の場合

い。ここでは，過去の地震被害調査事例 8)を参考にして，

図-9

事後被害率曲線と 95%HDR 範囲

地震時モニタリングデータが得られたものと仮定した適用事例を示す。文献 8)の調査事例では，建物の種類ごと

被害率曲線と疑似モニタリングデータ発生のための参照に計測震度と損傷レベルごとの損傷棟数が記載されてい被害率曲線は，文献 5）の木造（1971-1981）に基づき，る。悉皆調査棟数を検討対象総数と仮定し，それに対す

仮設的事前標本 M0'=3 とする。

るモニタリング建物数をパラメータとして変動させ，各図-9 に損傷レベルごとの事後被害率曲線，95%HDRの範囲を示す。計測震度ごとに求めた事後分布による離損傷推定の特性を検討する。推定は，図-2 に示す手順で行った。

散的な被害率を実線（青●），対応する 95%HDR の上限
限・下限を点線（青〇），参照被害率曲線を赤線で示す。

（１）岩手・宮城内陸地震の被害事例（旧耐震木造）8）図-9 a)は建物棟数が均一なケース，b)は不均一なケー

表-1 に岩手・宮城内陸地震の旧耐震基準の木造建物

スのシミュレーション結果を示す。b)のジグザグの状況の計測震度と損傷棟数の調査結果を示す。この表から，は，計測震度ごとの一様乱数による建物総数及びモニタ

計測震度 4.9 以下及び 6.3 以上のデータは存在せず，こリング棟数の変動が現れたものである。この事後被害率の表の範囲内でも損傷棟数が 0 の計測震度があることが曲線の信頼性を表す 95%HDR の上下限幅は，a)に比べ分かる。現実の地震では，このような不均一な損傷棟数70

地震時損傷モニタリングデータを用いたベイズ推定による建物損傷評価

1

表-1

岩手・宮城内陸地震調査結果（旧耐震木造）8)

無損

小破

中破

大破

小計

5.0

2663

2

0

0

2665

大破

小中大破

0.8

中大破

0.7

計測震度

3

被害確率

0.9

中破

2

大破

0.6
0.5
0.4

小破

1

0.3
0.2

5.1

1482

5

0

0

1487

5.2

575

6

0

0

581

5.3

100

0

0

0

100

5.4

242

1

0

0

243

5.5

1011

17

2

0

1030

0.9

5.6

927

15

0

0

942

0.7

0.1
計測震度

0

無損

計測震度

0

4

4.5

5

5.5

6

6.5

7

4.5

5

5.5

6

6.5

6

6.5

6

6.5

7

a）モニタリング割合 100%
1

5.7

80

4

0

0

84

5.8

52

13

0

0

65

0.3

5.9

101

34

1

0

136

大破

小中大破
中大破
中破

2

大破

0.6
0.5

3

被害確率

0.8

0.4
小破

1

0.2
0.1
計測震度

0

6.0

0

0

0

0

0

6.1

0

0

0

0

0

6.2

35

8

5

0

48

0.9

6.3

0

0

0

0

0

0.7

無損

計測震度

0

4

4.5

5

5.5

6

6.5

7

4.5

5

5.5

7

b）モニタリング割合 50%
1

3

被害確率

大破

小中大破

0.8

中大破
中破

2

大破

0.6
0.5
0.4

小破

1

0.3
0.2
0.1
計測震度

0

10 平均λ

1

8

0.8

6

0.6

4

2

3

回数
4

5

5.5

6

6.5

7

4.5

計測震度

5

5.5

7

1

2

3

小中大破

0.8

中大破

0.7

回数

0.6

5

0.4

0
1

5

被害確率

0.9

小中大破
中大破
大破

0.2

0

4.5

c）モニタリング割合 30%
1

0.4

小中大破
中大破
大破

2

無損
0

4

標準偏差ξ

4

大破

0.5
0.3
0.2

図-11

平均値λ，標準偏差ξの推移（割合 50%）

0.1
計測震度

0
4

4.5

5

5.5

6

6.5

7

d）モニタリング割合 10%の分布になるのが一般的と考えられる。
このデータを活用して，実際の損傷棟数に対し，その図-12

事後被害率曲線と最尤損傷レベル

内のモニタリング割合をパラメータとし，100，50，30，
10%と変動させた場合のベイズ損傷推定を適用した。

り大きな変動は見られなかったが，標準偏差ξは繰り返

ａ）ベイズ推定繰り返しによる事後被害率曲線の収束

しにより徐々に一定値に収束していくことが分かる。こ

既往の被害率曲線の形状は，文献 5)の 1972-1981 の木造の被害関数を参考にした。事前分布の仮定条件として，仮設的事前標本 M0'=3 とした 6)。
ベイズ更新を繰り返すことにより，小中大破，中大破，れは，被害率曲線の勾配が修正されていくことを意味する。
この繰り返しベイズ更新を，各モニタリング割合に適用した結果得られた被害率曲線を図-12 の左側に示す。

大破の被害率曲線の正規分布のパラメータ平均値λ，標本事例では，モニタリング割合が増えると，大破の被害

準偏差ξが収束する過程の例（モニタリング割合 50%）率が小さくなる傾向が見られる。また，小中大破と中大を図-11 に示す。これらのパラメータは，計測震度ごと

破の被害率曲線には大きな変化がないことが分かる。

のモニタリング棟数に応じた重み付けを考慮した最小二

この被害率曲線から，計測震度ごとの最尤損傷レベル乗法で求めた。これにより，棟数が多い計測震度の被害を取り出し，プロットしたものを図-12 の右側に示す。

率の重みが大きく，0 の場合には考慮されなくなる。

本例では，30%と 50%では同じ結果になり，計測震度

本例は，モニタリング割合を 50%としたときのパラメ

6.4～6.6 で小破，6.5 以上で中破になる。100% の場合は，ータの推移である。初期の事前被害率曲線に既往の被害

計測震度 6.5 では小破でそれ以上は中破になり，計測震率曲線を用いた 1 回目のベイズ更新の後，2 回目以降は

度 6.5 前後の損傷レベルの変化が大きく推定されている。

各更新プロセスの前の更新の事後被害率曲線を事前被害10%では，高計測震度域で大破の推定が増えている。

率曲線としてベイズ更新した。平均値λは繰り返しによ

本事例では，モニタリング割合によって，高計測震度71

三井住友建設技術研究開発報告

1

1

被害確率
事後 小破

0.8

被害確率
事後 小破

0.8

小破 95%HDR_upper
小破 95%HDR_lower

0.6

第 18 号

44

小破 95%HDR_upper

3

大破

3

中破

中破
2

0.4

0.4

0.2

0.2

1

計測震度
0
4

4.5

5

5.5

6

6.5

計測震度
0
4.5

5

5.5

6

6.5

b）モニタリング割合 50%
1

被害確率
事後 小破

0.8

小破 95%HDR_upper
小破 95%HDR_lower

0.6

1

0

4

4.5

5

5.5

6

6.5

7 計測震度
7.5

3

小破 95%HDR_lower

1

0.2

大破

3

計測震度
0

4

4.5

5

5.5

6

6.5

7

c）モニタリング割合 30%
図-13

4

4.5

5

5.5

6

6.5

5

5.5

6

6.5

7 計測震度
7.57d）モニタリング割合 10%

被害率曲線（小破）と 95%HDR の関係

大破
中破

2

小破

1

無損

計測震度
0

4.5

4

中破

0.4

0.2

4

a）モニタリング割合 100% b）モニタリング割合 50%

2

0.4

3.5

‐1

4

小破 95%HDR_upper

0.6

小破

無損

無損

‐1

1
0.8

小破

0

7

a）モニタリング割合 100%
被害確率
事後 小破

2

3.5

4

7

大破

小破 95%HDR_lower

0.6

無損
0

0

3.5

小破

4

4.5

5

5.5

6

6.5

7 計測震度
7.5

3.5

4

4.5

5

5.5

6

6.5

7 計測震度7.5‐1‐1c）モニタリング割合 30%
図-14d）モニタリング割合 10%

最尤損傷レベル頻度分布

域での推定の違いが表れる。表-1 より，高計測震度のを明示することができる。被害率曲線が有する不確定性

データがなく大破データも存在しないことから，モニタは，3 章(2)節に示した「仮設的事前標本 M0'」で表現さリング割合が小さいと損傷を過大に評価する傾向が見えれる。ここでは，文献 6)を参考に M0'=3 とし，式(2)よる。本事例の場合，30%程度の割合でモニタリングを実り，ベータ分布（p，q）のパラメータ p と q の和が p=6施すれば，全体の損傷レベルの推定結果はほぼ同じになになるようなベータ分布を仮定する。式(1)の 3 番目の式

ることが分かる。この図は，最尤損傷レベルを表すものから得られる p=(p+q)×μより p=6μを得て，更に q=6-で，各計測震度に立地する建物に最も発生しやすい損傷

p=6×(1‐μ)より，μから p と q を得る。これより，事後レベルを単純化し分かり易く表現することを意図したも被害率曲線の被害確率のベータ関数の形状  （p，q）がのである。

定まる。このベータ関数を用いた乱数を発生させること

図-13 に，収束した推定被害確率に対する 95 パーセン
ト最高密度区間（95%HDR）の上限・下限を示す。小破により，被害確率のばらつきを表現させる。
上記のモンテカルロシミュレーションを 20 回実施し，の被害率曲線をモニタリング割合ごとに示している。各

最尤損傷レベル発生頻度を得る。図-14 に最尤損傷レベ

グラフのジグザグは，モニタリングデータ数のばらつき

ル頻度分布を示す。この分布には，ベータ分布で仮定さによって生じるものであり，データが存在しない計測震れた発生確率のばらつきが表現されている。ある計測震度では事前被害率曲線のみの影響による被害確率が反映度について縦軸に沿って見たときに，複数の円が並ぶ震されている。モニタリング割合が大きくなるとデータが度がある。円の径が大きいほど最尤損傷レベルになった得られた計測震度域では，95%HDR の上下限範囲が小頻度が多いことを意味する。同じ計測震度でも最尤損傷

さくなり，推定被害確率の信頼性が高くなることが分か

レベルにばらつきが生じるので，複数の損傷レベルが想る。モニタリング割合が 30%と 50%を比較した場合，図定される。円が特定の損傷レベルのみにプロットされて-12 の最尤損傷レベルは同じ形状であるが，図-13 の小いればばらつきが小さく，複数の損傷レベルに亘りかつ

破の 95%HDR の上下限範囲は 50%の方が狭く，その確大きさが同程度であればばらつきが大きいと理解できる。

率の信頼性は高いことを読み取ることができる。

モニタリング割合別に比較すると，割合が大きいほｂ）観測データのばらつきを考慮したモンテカルロシミ

どばらつきが少ないことが分かる。任意の計測震度を縦ュレーション

方向に比較した場合，割合が小さいほど円のプロットがベイズ推定では，被害確率自体を確率変数としベー

複数の損傷レベルに分散している傾向がある。また，任タ分布で表現されるばらつきを仮定している。ここでは，

意の損傷レベルを横方向に比較した場合，割合が小さい

前項で得られた被害率曲線を参照としてベータ分布によほど広い範囲の計測震度に亘りプロットが存在する傾向

る乱数を発生させ疑似モニタリングデータを発生させたが分かる。これは，割合が小さいと図-13 に示したようベイズ推定を用いたモンテカルロシミュレーションを示

ベータ分布の 95%HDR の範囲が広くなりばらつきが大す。これにより，前項の被害率曲線に内包する不確定性

きくなることと整合している。

72

地震時損傷モニタリングデータを用いたベイズ推定による建物損傷評価

1

新潟県中越沖地震調査結果（新耐震非木造）8)

表-2

小中大破

0.8

中大破

0.7

無損

小破

中破

大破

小計

5.0

98

3

0

0

101

5.1

20

0

0

0

20

5.2

12

2

0

0

14

5.3

48

2

0

0

50

0.5
0.4
0.3
0.1
計測震度

0

0

0

15

0.9

5.5

0

0

0

0

0

0.7

5.6

0

0

0

0

0

0.5

5.7

0

0

0

0

0

0.3

5.8

13

4

0

0

17

0

0

6.0

0

0

0

0

0

6.1

10

1

0

0

11

6.2

6

6.3

8

0

1

10

0

2

5.5

6

6.5

7

4.5

被害確率

5

5.5

6

6.5

5.5

6

6.5

5.5

6

6.5

5.5

6

6.5

7

大破

小中大破

0.8

中大破
2

中破

大破

0.6
0.4

小破

1

0.2
0.1
計測震度

0

計測震度

無損
0

4

4.5

5

5.5

6

6.5

7

4.5

5

7

b）モニタリング割合 50%
1

大破

小中大破

0.8

中大破

0.7

2

中破

大破

0.6

12

3

被害確率

0.9

15

0

5

3

0

0

4.5

a）モニタリング割合 100%

15

0

計測震度

無損
0

4

5.4

0

小破

1

0.2

1

5.9

中破

2

大破

0.6

計測震度

大破

3

被害確率

0.9

0.5
0.4
0.3

小破

1

0.2

12

平均λ

4

標準偏差ξ

小中大破

計測震度

無損
0

4

4.5

5

5.5

6

6.5

7

4.5

5

7

大破

3
8

計測震度

0

中大破

3.5

10

0.1

c）モニタリング割合 30%

2.5
2

6
小中大破

4

中大破
2

1

1.5

0.9

1

大破

回数

0
2

3

4

5

回数

0.5

中大破

0.7

2

2

3

4

5

中破

大破

0.6

1

大破

小中大破

0.8

0
1

3

被害確率

0.5
0.4
0.3

図-15

1

小破

0.2

平均λ，標準偏差ξの推移（10%）

0.1
計測震度

0

計測震度

無損
0

4

4.5

5

5.5

6

6.5

7

4.5

5

7

d）モニタリング割合 10%（２）新潟県中越沖地震の被害事例（新耐震非木造）

8）

図-16

推定被害率曲線と最尤損傷レベル

次に（1）の事例より建物総数が少ない事例として新潟県中越沖地震の新耐震基準の非木造建物の結果を適用

小さくなる傾向が見られる。

する。表-2 に計測震度と損傷棟数の調査結果を示す。

この被害率曲線から，計測震度ごとの最尤損傷レベルａ）ベイズ推定繰り返しによる事後被害率曲線の収束を取り出し，プロットしたものを図-16 の右側に示す。

既往の被害率曲線の形状は，文献 5）の 1982-94 の RC

本例では，モニタリング割合が 10%のみ計測震度 6.1 で造の被害関数を参考にした。事前分布の仮定条件として，の破壊レベルが異なるが，基本的には大きな差は見られ

仮設的事前標本 M0'=3 とした 6）。

ない。

ベイズ更新を繰り返すことにより，小中大破，中大破，大破の被害率曲線の正規分布のパラメータ平均λ，標準ｂ）観測データのばらつきを考慮したモンテカルロシミュレーション

偏差ξが収束する過程の例を図-15 に示す。本例は，モ

本事例も，（1）と同様にモンテカルロシミュレーシ

ニタリング割合を 10%としたときのパラメータの推移で

ョンを 20 回実施し，最尤損傷レベル発生頻度を得る。

ある。平均λは繰り返しにより大きな変動は見られなか

図-17 に最尤損傷レベル頻度分布を示す。

ったが，標準偏差ξは繰り返しにより徐々に一定値に収モニタリング割合ごとに比較すると，割合が大きい

束していくことが分かる。これは，被害率曲線の勾配がほどばらつきが少ないことが分かる。任意の計測震度を修正されていくことを意味する。

縦に比較した場合，割合が小さいほどバブルのプロット

この繰り返しベイズ更新を，各モニタリング割合に適が複数の損傷レベルに分散している傾向がある。また，用した結果得られた被害率曲線を図-16 の左側に示す。

任意の損傷レベルを横に比較した場合，割合が小さいほ

この例では，モニタリング割合が増えると，小中大破のど広い範囲の計測震度に亘りプロットが存在する。

被害率曲線の勾配が急になり，中大破と大破の被害率が73

三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

4

ニタリング棟数による重み付き最小二乗法により

4

大破

大破

3

事後被害率曲線を回帰することができる。この結

3

中破

中破

2

2

小破

果より得られる最尤損傷レベルは，被災地域の計
小破

1

1

無損

測震度ごとの損傷レベルを単純化して明快に伝え

無損
0

0

3.5

4

4.5

5

5.5

6

6.5

7

計測震度
7.5

3.5

4

4.5

5

5.5

6

6.5

7

計測震度
7.5

るリスクコミュニケーションツールとして活用で‐1‐1a）モニタリング割合 100%b）モニタリング割合 50%

4

4

大破

大破

るため，ベータ分布によるばらつきを考慮したモ
ンテカルロシミュレーションの結果をまとめた最小破

尤損傷レベル頻度分布を提案した。これにより，

3

2

2

小破
1

1

無損

無損

0

0

3.5

4

4.5

5

5.5

6

6.5

7

計測震度
7.5

3.5

4

4.5

5

5.5

6

6.5

7

計測震度
7.5

‐1

‐1

c）モニタリング割合 30%
図-17⑤ ④の最尤損傷レベルが内包する不確定性を表現す

中破

3

中破

きる。

d）モニタリング割合 10%

最尤損傷レベル頻度分布

６．まとめ

計測震度ごとの損傷レベルのばらつきを視覚的に分かり易く把握する手段として期待できる。
⑥ 最尤損傷レベル頻度分布は，モニタリング割合によって変動する。モニタリング割合が少ないと，発生し得る損傷レベルの幅は大きくばらつく傾向がある。非モニタリング建物群の損傷レベルの判
断は，モニタリング割合に応じた不確定性を把握

地震時損傷モニタリングデータを用いて，被災地域

し，防災情報として活用する必要がある。

の非モニタリング建物群の損傷をベイズ推定により把握する方法を提案した。損傷確率モデルでは，事前被害率

謝辞：本研究は，岐阜大学能島暢呂教授との共同研究に

曲線とモニタリングデータに基づく尤度関数が主なパラ

よるご指導の下，遂行することが出来ました。ここに深メータになる。シミュレーションによって各パラメータ

く感謝申し上げます。

の特徴を検討し，本提案手法の適用例から得られたまとめを以下に示す。

参考文献① 仮設的事前標本 M0'は，事前被害率曲線の信頼性を

1) 山田哲也：地震時建物変位計測システムの防災上の示すパラメータである。M0'の値が大きくなると事活用方法に関する提案，地域安全学会論文集，No.29，

前被害率曲線の信頼性が高くなるため，ベイズ推

pp.15-24，2016.11

定後の事後被害率曲線は事前被害率曲線に近づく傾向になる。
② 事前被害率曲線は正規分布を仮定している。平均値

2) 能島暢呂：被害推定の逐次更新機能を有する緊急対応の意思決定支援シミュレータの開発，地域安全学
会論文集，No.9，pp.295-304，2007.11

λが変わると事後被害率曲線は事前被害率曲線が3) 強震観測網(K-NET，KiK-net)，国立研究開発法人，

λによって変動した方向に動く。仮設的事前標本

防災科学技術研究所，http://www.kyoshin.bosai.go.jp/

M0'=3 を仮定した事前被害率曲線の λ の変動幅が事

4) 特定非営利活動法人リアルタイム地震・防災情報利

後被害率曲線に与える影響は約 20%である。標準偏差ξの変動の影響は，λが与える影響に比べると少ない。
③ 対象建物群の総数に対するモニタリング建物の割合

用協議会(REIC)，http://www.real-time.jp
5) 山口直也，山崎文雄：西宮市の被災度調査結果に基づく建物被害関数の構築，地域安全学会論文集，
No.2，pp.129-138，2000.11が増えると事後被害率曲線は真の被害率曲線に近6) 能島暢呂：「地震被害情報の統合処理に基づく緊急対づく。合わせてその信頼性も高くなる。100%のモ

応支援システムの開発」，文部科学省大都市大震災軽ニタリングが無くても適切な予測が可能であるが，減化特別プロジェクト，平成 17 年度報告書，p.19

必要な割合は，計測震度域ごとのモニタリング建

7) 渡 部 洋 ： ベ イ ズ 統 計 学 入 門 ， 福 村 出 版 ，p.249，

物の棟数のばらつきの状況によって変わる。

1999.9④ 実際の地震被害を想定した場合，計測震度ごとの対

8) 翠川三郎，伊藤佑記，三浦弘之：兵庫県南部地震以

象建物数とモニタリング割合が不均一な場合，離降の被害地震データに基づく建物被害関数の検討，散的な事後被害率曲線の信頼性も不均一になる。

日本地震工学会論文集，第 11 巻，第 4 号，pp.34-47，

この不均一性を考慮するため，計測震度ごとのモ

2011

74

執務室レイアウトがスプリンクラー配管の耐震性能に及ぼす影響

執務室レイアウトがスプリンクラー配管の耐震性能に及ぼす影響
Effect of Layout on Seismic Performance of Sprinkler Piping
環境・エネルギー技術部

矢ヶ﨑

啓介 KEISUKE YAGASAKI

スプリンクラー配管は，地震による損傷が他の建築設備と比べて多く，漏水による二次被害等が問題視されている。また，間仕切りを増設する執務室レイアウトの変更が生じた際には，スプリンクラーヘッドを増設し，それに伴い配管径を大きくする必要が生じる場合もある。そこで，本研究では超高層建物を評価対象として執務室レイアウトがスプリンクラー配管の耐震性能に与える影響を評価するとともに，有効な耐震補強について検討した。その結果，本検討において想定した執務室レイアウトでは，脆弱箇所は配水管から枝管への分岐部
であり，枝管への耐震補強が有効であることが示された。
キーワード：スプリンクラー，配管，耐震性能，耐震補強

Sprinkler piping is more damaged by earthquakes compared to other building equipments, andsecondary damage due to water leakage is considered a problem. In addition, when the office layout ischanged to add more partitions, it is necessary to add a sprinkler head and widen the pipe diameter．
Therefore, we evaluated the effect of the office layout on the seismic performance of sprinkler piping in ahigh-rise building. As a result, it is shown that the vulnerable part is the branch part from the water
distribution pipe to the branch pipe, and the seismic retrofit of the branch pipe is effective for some officelayouts assumed in this study.
Key Words: Sprinkler, Piping, Seismic performance, Seismic retrofit

１．はじめにアウト）が SP 配管の耐震性能に与える影響を評価するとともに，有効な耐震補強について検討する。SP 設備

近年の地震において，建築構造体の損傷が皆無またの耐震性能を評価するには，実大実験による耐震性能やは軽微であっても，建築の非構造部材や建築設備が損傷

耐震補強効果の検証が有効であるが，横引き配管を多用し，人命損失だけでなく事業継続に影響を与える被害がし広範に施工される SP 配管においては，実大実験の実生じている傾向が見られる。特に，初期消火を担うスプ施が困難であるため，数値解析ソフトにより執務室レイ

リンクラー（以下，「SP」と記載する。）配管は，過去アウトを想定した SP 配管モデルを再現し，数値計算手の地震被害報告において地震による損傷が他の建築設備法による耐震性能予測を行った。

と比べて多く 1），損傷や落下が発生した場合は人命に影響を与える被害が生じる可能性があるうえ，漏水による２．評価建物概要

二次被害が問題視されている。
また，SP 設備は消防法の設置基準を満足させる必要

表-1 に評価建物の概要を，図-1 に基準階平面図およがあるため，オフィスのレイアウト変更で間仕切りを増

び評価範囲を示す。評価建物は東京都新宿区に所在する

設する際には，SP ヘッドを増設し，それに伴い配管径

地上 29 階，地下 6 階の超高層建物であり，SP 設備は配を大きくする必要が生じる場合があり，SP 配管の耐震管内に常に充水・加圧される湿式が採用されている。消性能への影響が懸念される。

火水は地下 6 階の SP ポンプにより，低層系統（地下 3

そこで，本報告では超高層建物（以下，「評価建物」

階～6 階），中層系統（7 階～16 階）に圧送され，16 階と記載する。）を評価対象とし，平面計画（執務室レイの中間水槽を介して，SP ブースターポンプにより高層

75

三井住友建設技術研究開発報告表-1

第 18 号

管軸直行方向ブレース

評価建物の概要

所在地／用途

東京都新宿区／教育施設

吊りボルト

延 床 面 積約 36,000m2(高層棟)

Ⅰ

竣

工

階

年

1989 年 7 月

数

地上 29 階，塔屋 2 階，地下 6 階

建 物 高 さ142m

構 造 種 別地上部：S 造B1F，B2F：SRC 造
B3F～B6F：RC 造

S P

Ⅳ

Ⅱ

Ⅴ
Ⅲ
図-2

数値計算の概略モデル

閉鎖型湿式方式

表-2

SP ヘッド

熱感知式

接合要素

消防用水量

150m3

方 式

評価範囲

間仕切り
機械室

SP 配管
EV ﾎｰﾙ

EV ﾎｰﾙ
機械室

図-1

評価範囲および基準階平面図（レイアウト 3）

各部位の接合条件
接合条件

Ⅰ

上階床スラブと吊りボルトの接点

剛

Ⅱ

吊りバンドと
配管の接点

ピン

Ⅲ

RC 壁貫通部剛Ⅳ

管軸方向ブレース

管軸揺れ止めⅤ

管軸直行方向ブレース

管軸直行揺れ止め

表-3
北管軸方向ブレース

基準階レイアウトと耐震補強の概要
耐震補強箇所

基準階レイアウト
1. 間仕切りのない空間
2. 間仕切りのある空間（南北窓際 16 室）
3. 間仕切りのある空間（南北窓際 16 室，
中央 12 室）×

① 主管・配水管② 主管・配水管・枝管

系統（17 階～29 階）に圧送される。評価建物は両端コ
ア方式が採用されており，SP 配管は建物東側の SP 縦管

寸法，材質，接合条件，支持条件を確認し，配管モデル

より各階の SP 横走り配管に分岐後，西側に向かって設を作成した。図-2 に数値計算の概略モデルを，表-2 に置基準に基づき施工されている。SP 横走り配管には配数値計算モデルを作成する際の各部位の接合条件を示す。

管用炭素鋼管が使用され，配管径 150A の配水主管より配管の支持状況や固定状況，防火区画貫通の力学的条件受け持つ SP ヘッド数に応じて縮径され，配管径 25A のを数値計算上で精密に再現することには限界がある。特

SP 巻き出し配管を介して，SP ヘッドまで繋がっている。

に，巻き出し配管として用いたフレキシブル配管と天井

配水主管および配水管には耐震施工指針 2 ） に従い耐震材を含む SP ヘッドとの接合部は，挙動特性が極めて複支持が施されている。

雑で，数値計算における境界条件の再現が困難であるため，本報告では枝管の端部に巻き出し配管に相当する荷３．ＳＰ配管の耐震性能評価概要

重を負荷することで再現した。その他の境界条件は，上階床スラブと吊りボルトの接点をインサートにより緊結（１）ＳＰ配管モデルの計算条件

されることとし剛節点（要素Ⅰ)，吊りバンドを用いた評価建物の SP 配管の耐震性能を評価するにあたり，吊りボルトと配管の接点をピン節点（要素Ⅱ），RC 壁

地震動に対する配管の応答計算が可能な配管応力解析ツ

貫通部を剛接点（要素Ⅲ）とした。また，耐震補強は管ール「AutoPIPE（(株)ベントレー・システムズ）」を用

軸方向，管軸直行方向の揺れ止めを想定し，それぞれのいた。積分法はウィルソンのθ法を用い，刻み時間は変位を抑制する剛接点（要素Ⅳ，Ⅴ）として再現した。

0.001 秒とした。減衰に関しては定減衰とし，減衰定数は 0.03 とした。
配管のモデル化は，評価建物の竣工図により形状，

76（２）検討したＳＰ配管モデルの概要
表-3 に基準階レイアウトと耐震補強の概要を示す。

執務室レイアウトがスプリンクラー配管の耐震性能に及ぼす影響

20F
20F
10F

29F 東西

600
0
-600
600

最大 約 640gal(19s)
29F 南北

0

5F

-600

最大 約 791gal(12s)-1,2000
0 20 40 60 80 100
400 800 1,200
経過時間[s]
最大床応答加速度[gal](a) 各階の最大応答加速度(b) 床応答加速度波形
1F

図-3

数値計算に用いた入力加速度波形

本報告ではレイアウト変更による SP 配管の配管径拡大

許容応力度比の発生割合[％]

25F

1,200

東西
南北

加速度[gal]

RF

100
80
60
40
20
0
100
80
60
40
20
0
100
80
60
40
20
0

レイアウト 1

レイアウト 2

レイアウト 3耐震補強①

による SP 横走り配管の耐震性能への影響および耐震補耐震補強②強の有効性を評価すべく，図-1 に示した評価範囲を対:0≦σr<0.2:0.2≦σr<0.4:0.4≦σr<0.6

象に 3 通りのレイアウトと 2 通りの耐震補強を組み合わ:0.6≦σr<0.8:0.8≦σr<1.0:1.0≦σr

せた計 6 通りの SP 配管モデルを作成し数値解析を行っ

図-4

枝管における補強パターン別応力度比の割合た。3 通りのレイアウトは，間仕切りのない大空間（レイアウト 1），間仕切りによる個室設置（レイアウト 2，た許容応力度比（r）により評価した。配管用炭素鋼管

3）の 2 つに大別され，設置基準に従って SP ヘッドをの耐力値は JIS 規格に従って引張強さ 290N/mm2 を安全配置した。SP ヘッド数は，間仕切りのない大空間のレ

率 2.5 で除し，地震荷重に対する評価を行うため，短期イアウト 1 で最少の 64 個となり，枝管には 40A 配管と許容応力度を算出した。また，接手部は見かけ上の応力

25A 配管を使用した。間仕切りがある場合では，室数に度を大きく評価することで接手効率を考慮した。

応じて SP ヘッド数を増設し，レイアウト 2 では 80 個，
レイアウト 3 では 100 個を想定した。

主管，配水管はレイアウト，耐震補強の違いによる許容応力度比の違いはみられなかったため，枝管に着目

耐震補強は，耐震施工指針に従って配水主管，配水して評価結果を分析することとした。図-4 にレイアウ

管に耐震補強が施された耐震補強①に加え，枝管末端部

ト別，耐震補強パターン別の枝管における許容応力度比にも耐震補強をした耐震補強②の 2 通りを想定した。なの発生割合を示す。許容応力度比の発生割合は，各 SP

お，現状の評価建物はレイアウト 2，耐震補強①に相当

配管モデルの枝管に対して生じた許容応力度比を段階ごする。

とに百分率で表した。レイアウトの違いによる耐震性能への影響は見られなかったが，耐震補強の違いによる耐（３）入力加速度波形

震性能への影響は見られ，耐震補強①では許容応力度を

図-3 に数値計算に用いた加速度波形を示す。加速度上回る値（1.0≦r ）が算出された。これは，耐震補強

波形は，評価建物において首都直下型地震を想定した強①では躯体に緊結された配水主管，配水管に比べ枝管が震動予測 3)により算定した地震動を入力波として，評価大きく揺れることにより，配水管からの枝管分岐部に応建物を立体フレームモデルとした弾塑性地震応答解析 4)

力集中が生じたためと考える。耐震補強②では枝管にもから得た 29 階床の応答加速度波形である。東西方向最耐震補強を施したことにより，耐震補強①で生じていた

大加速度 640gal，南北方向最大加速度 791gal，継続時

配水管と枝管の変位差はなくなり，許容応力度を上回る

間 100 秒の地震動波形である。

値（1.0≦r ）は算出されなかった。評価建物の現状のSP 配管はレイアウト 2，耐震補強①のケースであり，４．ＳＰ配管の耐震性能評価結果

今後，レイアウト 1，3 への変更は耐震性能に大きな影響を与える可能性は低いが，枝管に耐震補強がないため

本報告における耐震性能は，配管応力解析ソフトに大規模地震により被害が出る可能性が示された。

より算出した応力度を許容応力度で除することで算出し77

三井住友建設技術研究開発報告

第 18 号

５．まとめ

pp.8-16，2011.10
2）一般財団法人 日本建築センター：建築設備耐震設

本報告では執務室レイアウトと耐震補強が SP 配管の耐震性能に与える影響を数値計算手法により評価した。

計・施工指針 2014 年版，pp.72-82，2014.9
3）田中良一，久田嘉章：首都圏にある超高層キャンパ

執務室レイアウトの違いにより SP ヘッドの数が増加しスの地震防災に関する研究(その 2)

SP 配管径の拡大が必要になる可能性があるが，いずれ強振動予測，日本建築学会大会学術講演梗概集(九の執務室レイアウトに対しても脆弱箇所は配水管から枝州)，pp.615-616，2007.8管への分岐部であり，枝管への耐震補強が有効であるこ

首都直下地震の4）島村賢太，山下哲郎，久田嘉章，鱒沢曜，星幸男：とが示された。

首都圏に建つ超高層キャンパスの地震応答と制震補

謝辞：本報告に関して，工学院大学建築学部まちづくり

く構造被害の予測，日本建築学会大会学術講演梗概

学科の西川豊宏教授にご指導，ご助言をいただきました。

集(東北)，pp.475-476，2009.7

強に関する研究(その 1)

ここに記して深謝の意を表します。

弾塑性地震応答解析に基づ

5）矢ヶ﨑啓介，西川豊宏：事業継続計画策定を支援す
る建築の非構造部材・建築設備の地震リスクに関す

参考文献

る研究(その 16)1）建築設備技術者協会 震災復興支援会議：東日本大震

配管の耐震性能に与える影響，日本建築学会大会学災による建築設備被害状況に関する調査報告書，

78

平面レイアウトがスプリンクラー

術講演梗概集(関東)，pp.1687-1688，2020.7

社外発表論文一覧【土木部門】
No.

題

2019年度（2019/04/01～2020/3/31）

名

執筆者名

所

属

発表誌名

発行年月日

構造工学シンポジウム 構造工学
論文集Vol.65A

2019/4/20

構造工学シンポジウム 構造工学
論文集Vol.65A

2019/4/20

構造工学シンポジウム 構造工学
論文集Vol.65A

2019/4/20

Proceedings of fib symposium
2019（Kraków）

2019/5/27

当社
当社
中日本高速道路

Proceedings of fib symposium
2019（Kraków）

2019/5/27

当社
当社
当社
当社

Proceedings of fib symposium
2019（Kraków）

2019/5/27

当社
当社
当社
当社

Proceedings of fib symposium
2019（Kraków）

2019/5/27

低分子量水溶性セルロースエーテルによるコンクリート 星健太, 小山明男
小西秀和，坂本遼

明治大学
信越化学工業，当社

コンクリート工学年次論文集第41巻（2019）2019/7/10

早強ポルトランドセメントを使用したコンクリートのフレッ 恩田陽介, 臺哲義佐々木亘, 松田拓
の影響

当社
当社

コンクリート工学年次論文集第41巻（2019）2019/7/10

伝搬方向の異なる超音波の速度変化率を用いたコンク 永田昂大, 大野健太郎
篠崎裕生, 野並優二

首都大学東京当社

コンクリート工学年次論文集第41巻（2019）2019/7/10

静的に曲げ圧壊で終局に至るAFRPシート接着曲げ補 田野順也，岸徳光
小室雅人，三上浩
強 RC 梁の繰り返し衝撃荷重載荷実験

室蘭工業大学
室蘭工業大学，当社

コンクリート工学年次論文集第41巻（2019）2019/7/10

小判形鋼板を用いた鋼・コンクリート複合主塔分離定着 野並優二, 篠崎裕生
中積健一，牧剛史

当社
当社，埼玉大学

コンクリート工学年次論文集第41巻（2019）2019/7/10

繊維補強鉄筋コンクリート部材のひび割れ性状に関す 磯部岳, 内田裕市
竹山忠臣, 佐々木亘

岐阜大学
当社

コンクリート工学年次論文集第41巻（2019）2019/7/10

各種短繊維が短繊維補強鉄筋コンクリート部材のひび 竹山忠臣, 佐々木亘
磯部岳, 内田裕市

当社
岐阜大学

コンクリート工学年次論文集第41巻（2019）2019/7/10
2019/9/17
2019/9/26

論文（査読付き）三上浩
藤田広志，井之上賢一
廣瀬清泰，堀川都志雄
繰り返し衝撃荷重載荷時におけるAFRPシート接着曲 岸徳光，小室雅人
瓦井智貴
げ補強RC梁の耐衝撃挙動に関する実験的検討
三上浩
瓦井智貴，小室雅人
衝撃荷重載荷時におけるAFRPシート接着曲げ補強
岸徳光，Le Huy Sinh
RC梁の破壊形式に関する実験的検討
三上浩
Kazukiyo Tamaki
VERIFICATION OF BRIDGE MONITORING
Kaori Yuasa
SYSTEM USING FBG OPTICAL FIBER SENSORS
Hidenori Morikawa
ON EXISTING PRESTRESSED CONCRETE BRIDGE
Osamu Takemoto
Masamichi Yoshino
CONSTRUCTION OF THE WASHIMI BRIDGE
Akira Morohashi
Masaru Imashioya
Yuji Nonami
Bending property of full size PC Girder using AFRP
Takashi Sangarods as pre-tension tendon which passed 28 years after
Taisuke Fujioka
construction
Hiroshi Asai
Wataru Sasaki
Development of High Strength Fiber Reinforced
Taku Matsuda
Concrete without Portland Cement
Ryuichiro Mine
Yousuke Onda

1 シート補強工法の補強効果に関する数値解析
2
3

4

5

6

7

8 の初期表面ひび割れ低減に関する基礎的研究

9 シュ性状の経時変化に及ぼす化学混和剤および温度
10 リートの応力推定手法の基礎検討
11

12 構造の検討

13 る解析的検討14 割れ間隔に与える影響

当社
大成ロテック，ファイベックス
井沢設計，大阪工業大学
室蘭工業大学
室蘭工業大学当社
室蘭工業大学
室蘭工業大学
当社
当社
当社
神戸大学
兵庫県庁

15

EVOLUTION OF BRIDGE CONSTRUCTION-NONMETALLIC BRIDGES

Akio Kasuga

当社MAÚT25 INTERNATIONALSCIENTIFIC SYMPOSIUM
Budapest

16

DESIGN AND CONSTRUCTION OF THE DOUBLESUSPENSION BRIDGE

Rei Takaoka
Akio Kasuga

当社
当社

International fib Symposium on
Conceptual Design of Structure

当社
当社
当社
当社
当社
神戸大学

第19回コンクリート構造物の補修，補強，アップグレードシンポ
ジウム論文報告集
第19回コンクリート構造物の補修，補強，アップグレードシンポ
ジウム論文報告集
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集

佐々木亘，梶貢一
臺哲義，樋口正典
松田拓
玉置一清，湯浅香織
固定装置を用いないモアレカメラによるコンクリート橋の掛橋孝夫
18 経年変化検知に関する基礎検討森川英典
早強ポルトランドセメントと混和材を用いたコンクリートの17 強度発現および物質透過性に関する実験的検討

構造物の出来形自動検測システムの開発および実橋

高岡怜，藤岡泰輔
内堀裕之

当社
当社

超低収縮超高強度繊維補強コンクリート梁の曲げとせ 三加崇，野並優二
松田拓，篠崎裕生

当社
当社

19 での適用について

20 ん断に関する実験的検討

中性子回折法による短繊維補強コンクリート部材中の21 鉄筋ひずみの計測

竹山忠臣，佐々木亘
鈴木裕士
内田裕市

当社
日本原子力研究開発機構
岐阜大学

プレテンション部材へ適用可能な超低収縮高強度繊維 佐々木亘，松田拓
恩田陽介，臺哲義

当社
当社

経時保持成分を有する化学混和剤による早強コンク

恩田陽介，臺哲義
佐々木亘，松田拓当社
当社

高炉スラグの置換率や養生期間がコンクリートの耐久臺哲義，樋口正典
佐々木亘，梶貢一

当社
当社

22 補強コンクリートの開発

23 リートの耐久性への影響
24 性に与える影響

ロボットアームを使用した鉄筋組立自動化システムの開 竹之井勇，村田宣幸
水田武利

当社
当社

斜角を有する鋼桁の床版取替工事に適用した桁端部 中島大樹，中積健一
松島保博，鶴田義隆

当社
西日本高速道路

タンザニア国初となる交差点の立体交差化－ムフガレ 有川直貴，石井昌治
丸二信彦

当社
当社

25 発

26 の高耐久化 中国道 西川橋
27 フライオーバー－2019/10/17

2019/10/17

2019/11/7
2019/11/7

2019/11/7
2019/11/7
2019/11/7
2019/11/7
2019/11/7
2019/11/7
2019/11/7

79

No.

題

名

大規模延長橋梁におけるＵ桁リフティング架設の合理

執筆者名

所

属

小澤裕史，伊藤篤
山口岳思，髙木博行

当社
中日本高速道路喜多雄士，森圭右
寺田幸平
紙永祐紀

中日本高速道路
日本構造橋梁研究所
当社

30 道路 錐ヶ瀧橋－

川根昌也，福本達也
喜多雄士，室充当社
中日本高速道路31 アラミドFRPロッドを用いた耐震補強－開橋－

醍醐潤一，渡辺修三
安藤直文，佐藤伸夫

当社
当社

28 化
29

既設PC箱桁橋の拡幅工事における取組み －新名神高速道路 錐ヶ瀧橋－
既設橋における床版拡幅の設計・施工－新名神高速

渡辺遼
損傷を有するPC桁の外ケーブル補強効果に関する研
清水宏一朗
究山本将，石田雅博
小野塚豊昭，北野勇一
撤去PC桁を用いた外ケーブル補強工法定着部の載荷
33
村井弘恭
試験
藤原保久

32

34

首都高速1号羽田線更新工事 鮫洲埋立部の函体設計・施工報告グラウトホースの種類と切断面処理方法が伝い水の塩35 分浸透に及ぼす影響

36 Slender corridor over Sumida River
37 Birth, development and future of the extradosed bridge

八千代エンジニヤリング
PC建設業協会（当社）
土木研究所
PC建設業協会
PC建設業協会
PC建設業協会 （当社）

谷口博胤，富山茂樹
小島直之，大西孝典

当社
首都高速道路徳光卓，岡田繁之
谷慎太郎
藤原保久
Hoang Trong Khuyen
Rankoth Kumara Chamila
Enrique Corres Sojo

PC建設業協会
PC建設業協会
PC建設業協会 （当社）
当社
当社
当社

Akio Kasuga

当社

発表誌名
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集
第28回プレストレストコンクリートの発展に関するシンポジウム論
文集

発行年月日
2019/11/7
2019/11/7
2019/11/7
2019/11/7

2019/11/7

2019/11/7

2019/11/7

2019/11/7

2nd IABSE Young Engineers
Colloquium in East Asia (Tokyo)

2019/11/7

Hormigón y Acero（ΆCHE協会誌） 2019/Vol.70-No.289

2019/11/25

第71回（2019年度）土木学会中国支部研究発表会

2019/5/31

第54回地盤工学研究発表会

2019/7/16

第54回地盤工学研究発表会

2019/7/16

第54回地盤工学研究発表会

2019/7/16

第54回地盤工学研究発表会

2019/7/16

第54回地盤工学研究発表会

2019/7/16

第54回地盤工学研究発表会

2019/7/16

第54回地盤工学研究発表会

2019/7/16

第54回地盤工学研究発表会

2019/7/16

論文
塩崎正人
車田茂美
河村圭
既存杭撤去後の掘削孔に埋戻された泥水固化体の性 高岡雄二，宮田勝利
西成田由，戸村豪治
状－その1：現地調査結果－
渕山美怜
既存杭撤去後の掘削孔に埋戻された泥水固化体の性 西成田由，宮田勝利
高岡雄二，戸村豪治
状－その2：現地調査結果－
渕山美怜
既存杭撤去後の掘削孔に埋戻された泥水固化体の性 渕山美怜，戸村豪治
宮田勝利，高岡雄二
状－その3：室内配合試験－
西成田由
既存杭撤去後の掘削孔に埋戻された泥水固化体の性 戸村豪治，渕山美怜
状－その4：電気比抵抗を用いた品質管理手法の検討 宮田勝利，高岡雄二
西成田由－上邨知輝，高橋英紀
液状化層上の不飽和層からの地震時土圧に関する遠
森川嘉之
心模型実験
東畑郁生，高橋直樹
高橋直樹
液状化地盤内の杭式地盤改良設計におけるケースス 高橋英紀，森川嘉之
タディ
上邨知輝
東畑郁生

当社
テクノフラッシュ
山口大学
当社
当社
当社
当社
当社
当社
当社
当社
当社
当社
当社
当社
港湾空港技術研究所
港湾空港技術研究所
関東学院大学，当社
当社
港湾空港技術研究所
港湾空港技術研究所
関東学院大学8 泥水と炭素鋼の接触に伴う腐食の実験的評価

福島第一原子力発電所の格納容器内を想定した超重 瀬川一義
小峯秀雄，後藤茂

当社（早稲田大学）
早稲田大学

宮路将人，小峯秀雄
後藤茂，王海龍
超重泥水の放射線遮蔽実験における各方向の線量分 吉川絵麻，氏家伸介
9 布および散乱線に関する考察
吉村貢
成島誠一，長江泰史
瀬川一義
田野順也
補強量を変化させたAFRPシート下面接着曲げ補強RC
小室雅人，岸徳光
10
梁の重錘落下衝撃実験
三上浩
瓦井智貴
AFRPシート接着曲げ補強 RC 梁の衝撃応答解析にお小室雅人，岸徳光
11
ける構成則に関する一検討
三上浩

早稲田大学
早稲田大学
早稲田大学，ホージュン
ｿｲﾙｱﾝﾄﾞﾛｯｸｴﾝｼﾞﾆｱﾘﾝｸﾞ
西武建設，テルナイト
当社（早稲田大学）
室蘭工業大学
室蘭工業大学当社
室蘭工業大学
室蘭工業大学当社

斜張橋点検の効率化に向けた斜張橋ケーブル点検ロ

1 ボットの開発
2
3
4
5
6
7

産業副産物を大量に使用した超低収縮高強度繊維補 佐々木亘，松田拓
恩田陽介，峯竜一郎

当社
当社

産業副産物を大量に使用した超低収縮高強度繊維補 恩田陽介，佐々木亘
松田拓，竹山忠臣

当社
当社

12 強コンクリートの開発

13 強コンクリートの促進養生方法に関する検討

超低収縮超高強度繊維補強コンクリートを用いたPC梁

令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集

2019/9/3
2019/9/3
2019/9/3
2019/9/3

14 の曲げ挙動およびアラミドFRPロッドの定着長に関する 松田拓，篠崎裕生

三加崇，竹山忠臣

当社
当社

超低収縮超高強度繊維補強コンクリートを用いた梁の 野並優二，三加崇
松田拓，篠崎裕生

当社
当社

表面波速度とコンクリート応力との関係に与える圧縮強 篠崎裕生，野並優二
大野健太郎，永田昂大当社
首都大学東京17 す鉄筋の影響

永田昂大，大野健太郎
上野敦，宇治公隆
篠崎裕生，玉置一清
野並優二，湯浅香織

首都大学東京首都大学東京当社
当社

令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集

2019/9/3

18 各種センサーによる仕上げ時期の評価試験

臺哲義，樋口正典
梶貢一，松田拓当社
当社

令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集

2019/9/3

実験的検討

15 せん断耐力に関する実験的検討
16 度とひずみの影響

コンクリートの応力と超音波速度変化率の関係に及ぼ80

2019/9/3

2019/9/3
2019/9/3

No.

題

名

中性子回折法による短繊維補強コンクリート部材中の19 鉄筋ひずみ分布の計測

執筆者名
竹山忠臣，恩田陽介
佐々木亘，篠崎裕生
鈴木裕士
内田裕市

デプスカメラを用いたトンネル切羽監視システムの開発 中村隆史，塩崎正人
請関大海，河村圭

当社
山口大学

ヘン サルピソット
常時微振動計測によるPC橋梁の振動特性の長期モニ
前原直樹
タリング
内堀裕之，永元直樹

当社
西日本高速道路
当社

20 における基礎研究
21

22 橋梁におけるコンセプチュアルデザインについて

春日昭夫

25
26
27
28

井沢設計
当社
大阪工業大学当社
テクノフラッシュ
山口大学大学院当社
首都大学東京東レ
当社
首都高速道路当社
ダイヤコンサルタント
土木研究所
当社
当社
首都高速道路
青木あすなろ東西線神楽坂駅改良に伴う土木工事における既設躯 一寸木朋也，岡澤義治
大庭尚史

東京地下鉄
当社

石川滋
調査坑からの本坑探査技術について－平成28年度三山田文孝，中斉剛
遠南信池島トンネル調査坑工事－
高橋末広

当社
当社
飯田国道事務所

29 体片持ち端部下の導坑掘削について
30

31 SMC-GeoCIMの開発と施工現場への適用渕山美怜
永友大彰，安田泰

属

当社

廣瀬清泰
三上浩
堀川都志雄
塩崎正人，藤原保久
斜張橋ケーブル点検ロボットを用いた斜材保護管点検
車田茂美
の実証試験
河村圭
トゥワーン・ニャムバヤル
断面欠損した鋼桁端部のCFRP接着による補強効果の
タイ ・ウィサル，中村一史
解析的検討
松井孝洋
藤原恭平
首都高速1号羽田線更新工事 鮫洲埋立部の暫定拡
大西孝典，堀田尚史
幅構
富山茂樹，谷口博胤
原翔平
トンネル換気用ジェットファン取付金具への地震による
日下敦
影響
小出孝明
谷口博胤，富山茂樹
首都高速1号羽田線更新工事 鮫洲埋立部の函体施
小島直之，大西孝典
工概要
工藤忠

23 Huber型異方性半無限体での代数解の提案
24

所

当社
当社
日本原子力研究開発機構
岐阜大学

当社
当社

宮路将人，小峯秀雄
後藤茂，王海龍
バライト沈降層のガンマ線・中性子線遮蔽性能に関す
吉川 絵麻，瀬川一義
32 る定量評価および遮蔽体密度構造とガンマ線遮蔽性
吉村貢能の関係についての考察
氏家伸介，成島誠一
長江泰史
稲葉薫，平野孝行
谷川晋一
快適な社会に向けた水インフラ利用に関する調査研究 吉川猛
33 －都市型地下ダムを含むカナート構想の提案－
笠博義，鍋谷雅司
柳博文，熊本創
河田浩史，奥村忠彦

早稲田大学
早稲田大学
早稲田大学，当社（早稲田大学）
ｿｲﾙｱﾝﾄﾞﾛｯｸｴﾝｼﾞﾆｱﾘﾝｸ
NB研究所
NB研究所
竹中工務店，西松建設
JX金属探開基礎地盤コンサルタンツ
安藤ハザマ，佐藤工業
鉄建建設，大成建設
当社，エンジニアリング協会

34 アラミドFRPロッドを用いた耐震補強 －開橋－

発表誌名

発行年月日

令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集

2019/9/3

令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集
令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集

2019/9/3
2019/9/3
2019/9/3
2019/9/3
2019/9/3
2019/9/3
2019/9/3
2019/9/3
2019/9/3
2019/9/3
2019/9/3
2019/9/3

令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集

2019/9/3

令和元年度土木学会全国大会
第74回年次学術講演会講演概
要集

2019/9/3

当社

第3回北陸橋梁保全会議 報文集2019/10/28

首都高速１号羽田線更新工事における鮫洲埋立部の 住田亮介，副島直史
富山茂樹

首都高速道路当社

第33回日本道路会議（日本道路協会）

2019/11/7

トンネル工事における大幅な生産性向上の事例

武井和音，小川豊
川尻克利

当社
中日本高速道路

第33回日本道路会議（日本道路協会）

2019/11/7

１車線を確保した状態でインバートを更新する工事の小出孝明
日下敦，巽義知当社
土木研究所

第33回日本道路会議（日本道路協会）

2019/11/7

コンクリートの状態と金属系あと施工アンカーの引抜き巽義知，日下敦
小出孝明

土木研究所
当社

第33回日本道路会議（日本道路協会）

2019/11/7

佐藤伸夫

35 函体設計

36 （高速道路トンネル工事初の4週8休に向けて）
37 急速化に関する試験施工による検討
38 耐力の関係に関する基礎的実験

元山義之，石田義博
植山隆夫
横田伸悟
三上浩
衝撃荷重を受けるAFRPシート接着曲げ補強RC梁の破40
小室雅人，岸徳光
壊形式に関する一検討
瓦井智貴
田野順也, 小室雅人
2
目付量280g/m AFRPシート曲げ補強RC梁の繰り返し
41
岸徳光，瓦井智貴
衝撃荷重載荷実験
三上浩
稼働中の給水場に配慮した施工報告－習志野市第１39 給水場更新事業－

当社
アルミニウム合金製屋根工法協会
SMCテック当社
室蘭工業大学
室蘭工業大学
室蘭工業大学
室蘭工業大学当社

令和元年度全国会議（水道研究発表会）

2019/11/8

第12回 構造物の衝撃問題に関するシンポジウム論文集

2019/12/9

土木学会北海道支部論文報告集(CD-ROM) No.76

2020/1/1

当社

建設機械施工 Vol.71，No.5

2019/5/25

西日本高速道路当社

プレストレストコンクリート
MAY-JUN Vol.61, No.3

2019/5/31

西日本高速道路
当社

土木施工 Vol.60, No.7

2019/6/22

報文ほか
橋梁上下部工事での省力化施工 新名神高速道路

1 武庫川橋2

諸橋明，村尾光則

中国自動車道大峰橋（下り線）他2橋床版取替工事－ 松島保博，鶴田義隆
鋼縦桁のある鋼橋を含む3橋同時の床版取替え工事－ 中積健一，中島大樹
インフラ維持補修・更新 2019 中国道大峰橋(下り線)他

松島保博，鶴田義隆

3 2橋の床版取替工事－張出し床版先端に縦桁を有する 中積健一
幅員変化に対応した構造－

81

No.

題

名

執筆者名

睦好宏史，伊藤均
河邊修作，木戸俊朗
ＰＣ技術の国際動向－fibコングレス2018、日緬橋梁セミ 関口豪賢，中井聖棋
長井宏平，二井谷教治
ナー－細谷学，牧田通
吉野正道

4

発表誌名

発行年月日

埼玉大学，八千代エンジニアリング
富士ピー・エス，住友電気工業
鹿島建設，ピーエス三菱
東京大学，オリエンタル白石
大成建設，中日本高速道路
当社

所

属

第47回PC技術講習会（2019年）
いま求められるPC技術（プレスト
レストコンクリート工学会）

2019/6/26

5 斜張橋ケーブル点検ロボット

塩崎正人
河村圭

当社
山口大学

建設機械

Vol.55，No.7

2019/7/1

6 橋でつながる時間，人，そして哲学（思想）

春日昭夫

当社

橋梁と基礎 Vol.53, No.8

2019/8/1

当社
中日本高速道路

橋梁と基礎 Vol.53, No.8

2019/8/1

小見山公孝
町勉
紙永祐紀，中川健司

中部地方整備局
大日本コンサルタント
当社

プレストレストコンクリート SEPOCT Vol.61, No.5

2019/9/30

高岡怜当社

道路 （日本道路協会）
November 2019, Vol.944

2019/11/1

高岡怜, 藤岡泰輔

当社

建設機械 Vol.55, No.11

2019/11/1

当社

建設機械 Vol.55, No.11

2019/11/1

当社
当社

土木施工 Vol.60, No.12

2019/11/22

静岡県交通基盤部道路局
千代田コンサルタント
当社
当社
当社
西日本高速道路

プレストレストコンクリート NOVDCE Vol.61, No.6

2019/11/30

橋梁と基礎 Vol.53, No.12

2019/12/1

供用中のコンクリート橋に拡幅床版をつなぐ－錐ヶ瀧橋 紙永祐紀，福本達也
喜多雄士，室充7 における床版拡幅部の設計・施工－

河川環境に配慮したアーチ橋の設計・施工－天城北8 道路 矢熊大橋－

3Dレーザースキャナを用いた橋梁の出来形自動検測システムの開発と適用

9

構造物の出来形自動検測システムの開発と実橋での10 適用 = SMC-スマートメジャー =トンネル工事における情報化施工 SMC-Tunnelingシ

11 リーズ「きれいni発破」 = トンネル発破作業における適 鎌田修司
正火薬量を自動算定 =スリランカ初のエクストラドーズド橋の建設 ～ケラニ河 佐藤眞司，鈴木政則
照谷聡，籾井仰平

12 新橋建設事業 パッケージ2～

耐震補強および維持管理性向上を図ったヒンジラーメ

13 ン橋の外ケーブルを用いた連続化

伊藤彰浩
大渕将宏
安藤直文
片健一，大八木亮
鈴木正敏，白石洋一
小栁公治，大城壮司

14

新名神高速道路 楊梅山高架橋の設計と施工－長支間橋梁における施工の合理化－

15

橋梁上下部工事での省力化施工=新名神高速道路武諸橋明, 富山茂樹
庫川橋工事=

当社

建設機械 Vol.55, No.12

2019/12/1

16水田武利, 高岡怜
ICTを用いた取組・施工事例 三井住友建設における i藤岡泰輔, 竹之井勇
Bridgeの取組み 〜鉄筋組立・出来形検測の自動化〜
村田宣幸

当社
当社
当社

土木施工 Vol.61, No.1

2019/12/21

17 持続可能性に貢献する超低収縮・低炭素コンクリート

松田拓，篠崎裕生
佐々木亘，野並優二

当社
当社

コンクリート工学 Vol.58, No.1

2020/1/1

18 コンクリート構造設計施工規準の改訂について

池田尚治
春日昭夫
酒井秀昭
伊藤均

横浜国立大学当社
中日本高速道路
八千代エンジニアリング

プレストレストコンクリート JANFEB Vol.62, No.1

2020/1/31

永元直樹，高岡怜
藤岡泰輔，内堀裕之

当社
当社

菅谷和人

当社

21 路：国道45号気仙沼地区道路工事～

浪岡和浩

当社

土木施工 Vol.61, No.3

2020/2/22

22 宮城県における河川災害復旧

佐伯稔，森井清人
伊藤洋，池ケ谷洋二郎

当社
当社

土木施工 Vol.61, No.4

2020/2/22

23 新名神高速道路 新池山高架橋の設計と施工

紙永祐紀，春名久美子
渡邉光室充，喜多雄士
森圭右

当社
当社
中日本高速道路
中日本高速道路

橋梁と基礎 Vol.54, No.3

2020/3/1

当社
当社

電力土木 令和2年3月号
No.4062020/3/5

橋梁の自動出来形計測システムの開発と実橋への適

19 用

施工者（建築）からの提言「プレキャストコンクリート活用

20 の課題と展望について」

復興道路における生産性向上の取組み～三陸沿岸道

24装着型MRビューワーの援用による水路トンネル等の維 大津慎一，中森純一郎
野澤是幸
持管理業務の効率化

82

新技術・新工法に関する講習会
テキスト 日本建設業連合会 土木工事技術委員会
日本学術振興会
建設材料第76委員会
第450回会議 シンポジウム

2020/2/5
2020/2/18

社外発表論文一覧【建築部門】
No.

題

2019年度（2019/04/01～2020/3/31）

名

執筆者名

所

属

発表誌名

発行年月日

東京理科大学
東京理科大学当社

Proceedings of 7th SrtucturalEngineers World Congress 2019(Architecture and Structure:From
Past to Future 2019ISTANBUL）

2019/4/24

郡司大裕
岸田慎司
向井智久，毎田悠承

当社
芝浦工業大学
建築研究所

コンクリート工学年次論文集第41巻（2019）2019/7/10

峯竜一郎, 松田拓
若林信太郎, 横山徹

当社
当社

コンクリート工学年次論文集第41巻（2019）2019/7/10

金久保利之，並木啓恭
大圖友梨子

筑波大学
当社

The 2019 World Congress on
Advances in StructuralEngineering and Mechanics(ASEM19)2019/9/17

島啓志，恒次裕子
小島千里，紺野康彦
堀田修吾，磯田信賢
軽部正彦
石川裕貴，吉敷祥一
巽信彦
江頭寛，川島学

東京大学大学院
当社
住友林業
森林総合研究所
東京工業大学
東京工業大学
当社

The 14th International Congressof Physiological Anthropology
2019 （Singapore）

2019/9/24

日本鋼構造協会
鋼構造年次論文報告集 Vol.27

2019/11/21

右山剛
内山英昭

当社
九州大学

ビジョン技術の実利用ワークショップ(ViEW2019) 精密工学
会 画像応用技術専門委員会

2019/12/5

当社
当社

第44回地域安全学会研究発表
会（春季）2019/5/24

東京理科大学
東京理科大学当社

日本建築学会2019年度大会
学術講演梗概集･建築デザイン
発表梗概集
日本建築学会2019年度大会
学術講演梗概集･建築デザイン
発表梗概集
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発表梗概集
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学術講演梗概集･建築デザイン
発表梗概集

論文（査読付き）
1

Research on the Development of the Semi-Rigid Column 吉田紘菜，武居宗太郎
Base of Reinforced Concrete; Experimental and安藤敏史，高橋治
山田哲也，小田稔
Analytical Study on RC Columns with Tapered Part
既製杭を用いたト形部分架構パイルキャップの破壊性

2 状の検討

繊維長さの短いポリプロピレン繊維と鋼繊維の混入率

3 が超高強度コンクリ－トの爆裂抑制に与える影響に関する研究4

Shear behavior of DFRCC coupling beams using PVA
and steel fiber

5

Physiological and Psychological Effects of Introducing
Wooden Interior and Wood Scent to an Office Space

6 座屈拘束部材を用いた損傷制御型トラス梁の実験
7

3次元CG計測シミュレーションによるMarker SLAMのマッピング精度の検証

論文
1

北海道胆振地方中東部の地震による鉄骨造9階建て建 山田哲也
新上浩，江頭寛物の損傷モニタリング
フェロニッケルスラグ骨材の空隙構造とその内部養生

2 効果に関する研究

桜林玲佳，西尾悠平
兼松学
松田拓

夏期における脱型時期および養生シート材の使用がコ 松井幸一郎，峯竜一郎
横山徹，松田拓当社
当社

ポリプロピレン短繊維と鋼繊維を混入した超高強度コン 若林信太郎，峯竜一郎
松田拓，坂本遼
横山徹
ポリプロピレン短繊維と鋼繊維を混入した超高強度コン 峯竜一郎，松田拓坂本遼，若林信太郎
クリートの爆裂試験 その2 実験結果
横山徹
依田和久，松田拓
高流動性コンクリートの施工性と躯体の品質評価に関 古川雄太，梅本宗宏
する研究 その1 全体計画の概要と荷卸し試験結果 木村仁治，塩田博之
山﨑順二，神代泰道
高流動性コンクリートの施工性と躯体の品質評価に関 松田拓，若林信太郎
古川雄太，依田和久
する研究 その2 締固めが表面の仕上がりに及ぼす影河野政典，浦川和也
響
清水峻
古川雄太
高流動性コンクリートの施工性と躯体の品質評価に関 松田拓，峯竜一郎
太田貴士
する研究 その3 締固めが構造体品質に及ぼす影響金子樹
唐沢智之，三谷和裕
塩田博之
高流動性コンクリートの施工性と躯体の品質評価に関
依田和久，梅本宗宏
する研究 その5 模擬試験体による施工性能検証実
宮野和樹，竹内博幸
験の概要
河野政典，坂本遼
高流動性コンクリートの施工性と躯体の品質評価に関 太田貴士
塩田博之，木村仁治
する研究 その6 模擬試験体による施工性能検証実
金森誠治，新田稔
験の結果
依田和久，松田拓
梅本宗宏
高流動性コンクリートの施工性と躯体の品質評価に関 依田和久，松田拓
古川雄太，木村仁治
する研究 その7 まとめ
塩田博之，太田貴士
浦川和也，神代泰道
増粘剤含有高性能AE減水剤を使用したスランプ23cm 坂本遼，若林信太郎の高流動コンクリートのRC造26階集合住宅の高層部へ 横山徹，菅谷泰之
本田亮の適用 その1：工事概要、使用材料、調合
増粘剤含有高性能AE減水剤を使用したスランプ23cm
横山徹，若林信太郎の高流動コンクリートのRC造26階集合住宅の高層部へ
菅谷泰之，坂本遼の適用 その2：フレッシュ試験、打設状況、圧縮強度 本田亮
試験藤井俊二
近代建築の保存・活用のための価値の共有化 その1
赤尾伸一，鈴木あるの専門家ヒアリングと市民アンケート
馬場未織
近藤宏樹，大内田史郎
近代建築の保存・活用のための価値の共有化 その3
赤尾伸一
前川國男作品のパンフレットにみる価値の普及活動
藤井俊二

当社
当社
当社
当社
当社
当社
鹿島建設，当社
東急建設，戸田建設
西松建設，大成建設
淺沼組，大林組
当社
東急建設，鹿島建設
奥村組，佐藤工業
熊谷組
東急建設
当社
大成建設
長谷工コーポレーション
鉄建建設，熊谷組
フジタ
鹿島建設，戸田建設
前田建設工業，五洋建設
奥村組，当社
大成建設
フジタ，西松建設
熊谷組，淺沼組
鹿島建設，当社
戸田建設
鹿島建設，当社
東急建設， 西松建設
フジタ ，大成建設
佐藤工業，大林組
当社
当社
ポゾリス ソリューションズ

北海道胆振地方中東部の地震による鉄骨造9階建て建 山田哲也
新上浩，江頭寛物の損傷モニタリング

当社
当社

3 ンクリートの中性化深さに与える影響

4 クリートの爆裂試験 その1 実験概要
5
6

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ポゾリス ソリューションズ

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Built Environment Research
当社，京都大学
建築ジャーナリスト
工学院大学
当社
Built Environment Research

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No.

題

名

執筆者名

所

佐藤希
集成材及びLVLにおける繊維平行方向の圧縮クリープ
白山貴志，新上浩特性
河合直人
アンボンドPC鋼より線により圧着された木質梁を有する 徳武茂隆，白山貴志
佐藤希，手塚慎一
十字形部分架構の静的載荷実験（その1 実験概要）
河合直人
アンボンドPC鋼より線により圧着された木質梁を有する 白山貴志，佐藤希
田野健治，長嶋龍太朗
十字形部分架構の静的載荷実験（その2 実験結果）
河合直人
江頭 寛，川島学
座屈拘束部材を応力制限機構として用いた損傷制御 原田浩之
型トラス梁の構造実験 その1 実験計画
石川裕貴，仲田章太郎
巽信彦，吉敷祥一
座屈拘束部材を応力制限機構として用いた損傷制御 石川裕貴，仲田章太郎
巽信彦，吉敷祥一
型トラス梁の構造実験 その2 実験結果(荷重変形関川島学，江頭 寛
係)
原田浩之
川島学
座屈拘束部材を応力制限機構として用いた損傷制御
石川裕貴，仲田章太郎
型トラス梁の構造実験 その3 実験結果(座屈拘束部
巽信彦，吉敷祥一
材直上の節点の挙動)
江頭 寛、原田浩之

当社
当社
工学院大学
当社
当社，J 建築研究所
工学院大学
当社
当社
工学院大学
当社
当社
東京工業大学
東京工業大学
東京工業大学
東京工業大学
当社
当社
当社
東京工業大学
東京工業大学当社

23

板状住宅における基礎梁PCa化の検討（その1）基礎梁 平田裕一，田野健治
貫洞覚，西尾俊彦
PCa化の考え方

当社
当社

24

板状住宅における基礎梁PCa化の検討（その2）PCa基 田野健治，平田裕一
甲田輝久，平野秀和
礎梁のせん断実験

当社
当社

17
18
19

20

21

22

吉田紘菜
脚部を半固定とするRC造柱の開発(その8) 高軸力下に 武居宗太朗，高橋治
山田哲也，小田稔
おける構造性能の実践的検討
長嶋龍太朗
武居宗太朗
脚部を半固定とするRC造柱の開発（その9）設計用解 吉田紘菜，高橋治
26
山田哲也，小田稔
析モデルの構築と平面配置計画の解析的検討
長嶋龍太朗

25

27 遮音設計のための鉄道騒音の測定法に関する研究
集合住宅用排水設備から発生する騒音と振動の放射

28 特性

日本大学
当社

市川友己，岡田恭明
嶋田泰

名城大学
当社

スラブに設置されたTMDのスラブ振動低減への寄与に 小林秀彰
山岸邦彰

法高橋誠治，小暮直親
スラブに設置されたTMDのスラブ振動低減への寄与に 山岸邦彰
小林秀彰，赤尾伸一
30 関する研究 その2 TMDの振動低減への寄与並びに 嶋田泰
TMDの配置方法とその効果
高橋誠治，小暮直親

31

SDGsと一致する本業と企業価値との関係に関する分析と考察
高温多湿工場における断熱二重折板屋根の内部温湿

32 度実測

33

34

35

36

37

38

当社
芝浦工業大学

紺野康彦，池原基博

当社矢野孝明，中島美登子

香川大学
藤木工務店
近畿地方整備局
富士技研，香川大学
香川大学
香川大学，当社
香川大学

大船渡市における防災集団移転の進め方が高齢者の 藤本将太
外出状況と交流関係におよぼす影響に関する研究－ 中島，松井，田渕
39 コミュニティの状態と支援の違いによる防災集団移転地 千原，湯谷，中野に住む高齢者の状態の変化に関する研究 その 1
渡辺，矢野，住田
大船渡市の防災集団移転地における地域包括ケアシ 湯谷朗人
ステムの実態と課題－コミュニティの状態と支援の違い 中島，藤本，田渕

40 による防災集団移転地に住む高齢者の状態の変化に 松井，千原，中野
41 中温で長時間加熱されたスギ集成材の構造特性

84

当社
金沢工業大学当社
三昌フォームテック，ＪＳＰ
金沢工業大学
当社
当社
三昌フォームテック，ＪＳＰ

新上浩
平田貞代

高台住宅における高齢者の交流関係の実態把握－大 千原拓也
船渡市の2つの高台住宅における集会所の利用状況と 藤本将太
松井厚樹，湯谷朗人
交流関係に関する研究 その 1－
中野藍子，渡辺春菜
住田良祐，田渕賢吾
高台住宅の集会所への要望と地域包括ケアについて 住田良祐の意識－大船渡市の2つの高台住宅における集会所 中島，千原，藤本
松井，湯谷，中野の利用状況と交流関係に関する研究 その 2－
渡辺，田渕，矢野高台住宅における高齢者の暮らしやすさに関する実態 中野藍子
把握－大船渡市の2つの高台住宅における暮らしやす 中島，千原，藤本
松井，湯谷，矢野
さと支援の実態に関する研究 その 1－
渡辺，住田，田渕
高台住宅における高齢者の支援員への要望－大船渡 渡辺春菜
市の2つの高台住宅における暮らしやすさと支援の実 中島，千原，藤本
松井，湯谷，矢野態に関する研究 その 2 －中野，住田，田渕
集会所の役割とコミュニティへの支援が高齢者におよ 田渕賢吾
ぼす影響－コミュニティの状態と支援の違いによる災害 中島，千原，藤本
公営住宅に住む高齢者の状態の変化に関する研究 そ 松井，湯谷，中野
渡辺，矢野，住田の 3－
大船渡市の災害公営住宅における集会所が交流関係 千原拓也におよぼす影響－コミュニティの状態と支援の違いによ 中島，田渕，藤本
る災害公営住宅に住む高齢者の状態の変化に関する 松井，湯谷，中野研究 その 4－渡辺，矢野，住田関する研究 その 2－

東京理科大学
東京理科大学当社
当社
東京理科大学
東京理科大学
当社
当社

濱田幸雄
岩本毅

29 関する研究 その1 TMDを設置したスラブ振動の予測 岩本毅，嶋田泰

属

発行年月日

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2019/9/3※連名者所属はNO.33参照のこと

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2019/9/3※連名者所属はNO.33参照のこと
香川大学※連名者所属はNO.33参照のこと
香川大学※連名者所属はNO.33参照のこと
当社※連名者所属はNO.33参照のこと
藤木工務店※連名者所属はNO.33参照のこと
近畿地方整備局※連名者所属はNO.33参照のこと
香川大学

渡辺，矢野，住田
飛鷹晶子
河野守

発表誌名
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題

名

執筆者名

村上研，岸田慎司
部分的に高強度化した鉄筋を用いた鉄筋コンクリート
石川巧真，北山和宏
柱梁部分架構の耐震性能評価 (その4 実験概要 )山谷裕介，村田義行
部分的に高強度化した鉄筋を用いた鉄筋コンクリート 小田稔
石川巧真，北山和宏
柱梁部分架構の耐震性能評価 (その5 十字形柱梁
村上研，岸田慎司
部分架構の実験結果)
村田義行
部分的に高強度化した鉄筋を用いた鉄筋コンクリート 石川巧真，北山和宏
柱梁部分架構の耐震性能評価 (その6 ト形柱梁部分 村上研，岸田慎司
小田稔
架構の実験結果)
村田義行
郡司大裕
大地震後の継続使用性を確保するためのコンクリート
系杭基礎構造システムの構造性能評価に関する研究 向井智久，毎田悠承
小林勝已，田中昌史（その28 既製杭を用いたト形部分架構パイルキャップ
後庵満丸の破壊性状の検討）
福田健，岸田慎司
楢府龍雄
石山祐二
前島彩子，白川和司
コンクリートブロック造に関する国際的な視野からの基松崎志津子
礎的な研究（その1 調査研究の背景、目的及び研究の
北茂紀
概要）
韓永輝，古山由佳
岡本隆之祐，池田周英
加藤秀弥
コンクリートブロック造に関する国際的な視野からの基 前島彩子
石山，楢府，白川，
礎的な研究（その2 日本のコンクリートブロック造関係規
松崎，北，韓，古山定の制定時の状況）
岡本，池田，加藤
コンクリートブロック造に関する国際的な視野からの基 松崎志津子
石山，前島，白川礎的な研究（その3 日本の補強コンクリートブロック造の
楢府，北，韓，古山
規基準の概要）岡本，池田，加藤
コンクリートブロック造に関する国際的な視野からの基 韓永輝
石山，楢府，白川礎的な研究（その4 フィリピン構造基準（NSCP2015）の
前島，北，松崎，古山
コンクリートブロック関係規定の概要）
岡本，池田，加藤
コンクリートブロック造に関する国際的な視野からの基 岡本隆之祐
礎的な研究（その5 フィリピン構造基準（NSCP2015）の 加藤，北，石山
松崎，白川，韓710節（メーソンリーの経験的設計）の概要）
前島，楢府，古山石山祐二
コンクリートブロック造に関する国際的な視野からの基 韓，白川，古山
礎的な研究（その6 材料基準）
岡本，北，楢府，前島
池田，加藤，松崎加藤秀弥
コンクリートブロック造に関する国際的な視野からの基 岡本，北，前島，楢府
礎的な研究（その7：米国の組積造構造基準の概観）
古山，松崎，石山池田，韓，白川コンクリートブロック造に関する国際的な視野からの基 白川和司
楢府，前島，松崎
礎的な研究（その8 米国「補強組積造工学ハンドブッ
韓，加藤，石山，北ク」の概要）
古山，池田，岡本
洗浄水量可変型の連立トイレシステムの排水性能評価 亘理咲綺に関する研究 その1 単独排水と繰り返し排水による 大塚雅之
遠藤兼哉
検討
洗浄水量可変型の連立トイレシステムの排水性能評価 遠藤兼哉
大塚雅之
に関する研究 その2 合流排水による検討
亘理咲綺
藤田裕樹，中藤達彦，
新排水音測定施設を用いた排水立て管の排水音の測 嶋田泰，朝長昭彦
定事例
岡田恭明，市川友己
加古洋三
洗浄水量可変型の連立トイレシステムの排水性能評価 亘理咲綺に関する研究その1 システム概要と基本排水性能の把 大塚雅之
遠藤兼哉
握洗浄水量可変型の連立トイレシステムの排水性能評価 遠藤兼哉
大塚雅之
に関する研究その2 同時使用の排水性能と総括
亘理咲綺
石川裕貴，吉敷祥一
トラス形状と横補剛力に着目した損傷制御型トラス梁の 巽信彦
実験研究江頭寛，川島学
山田哲也，大圖友梨子
小島千里，紺野康彦
執務空間への木質内装導入による執務者への影響― 恒次祐子
仮設事務所における事例－第1報 実験概要ならびに 堀田修吾，磯田信賢
掛上恭質問紙調査について―
軽部正彦
恒次祐子
執務空間への木質内装導入による執務者への影響― 小島千里，紺野康彦
仮設事務所における事例－第2報 内装による生理的 堀田修吾，磯田信賢
掛上恭
影響―
軽部正彦

所

属

芝浦工業大学首都大学東京当社，高周波熱錬
当社
首都大学東京芝浦工業大学高周波熱錬
首都大学東京芝浦工業大学
当社
高周波熱錬
当社
建築研究所
フジタ，耐震杭協会
コンクリートパイル建設技術協会
戸田建設，芝浦工業大学
国際協力機構日本海洋コンサルタント
明海大学，北海道大学名誉教授
NPO 法人都市計画・建築関連 OV の会

北茂紀建築構造事務所
パシフィックコンサルタンツ，当社
山下設計，竹中工務店
鹿島建設
明海大学
※連名者所属はNO.46参照のこと

発表誌名

発行年月日

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発表梗概集

2019/9/3

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学術講演梗概集･建築デザイン
発表梗概集

2019/9/3

日本建築学会2019年度大会
学術講演梗概集･建築デザイン
発表梗概集

2019/9/3

日本建築学会2019年度大会
学術講演梗概集･建築デザイン
発表梗概集

2019/9/3

日本建築学会2019年度大会
学術講演梗概集･建築デザイン
発表梗概集

2019/9/3

NPO 法人都市計画・建築関連 OV の
日本建築学会2019年度大会
会
学術講演梗概集･建築デザイン
発表梗概集※連名者所属はNO.46参照のこと
パシフィックコンサルタンツ
日本建築学会2019年度大会※連名者所属はNO.46参照のこと 学術講演梗概集･建築デザイン
発表梗概集
山下設計
※連名者所属はNO.46参照のこと
日本海洋コンサルタント※連名者所属はNO.46参照のこと
鹿島建設※連名者所属はNO.46参照のこと
北海道大学※連名者所属はNO.46参照のこと

2019/9/3

2019/9/3

日本建築学会2019年度大会
学術講演梗概集･建築デザイン
発表梗概集

2019/9/3

日本建築学会2019年度大会
学術講演梗概集･建築デザイン
発表梗概集

2019/9/3

日本建築学会2019年度大会
学術講演梗概集･建築デザイン
発表梗概集

2019/9/3

日本建築学会2019年度大会
学術講演梗概集･建築デザイン
発表梗概集

2019/9/3

日本設計
関東学院大学当社
当社
関東学院大学
日本設計
当社
当社
名城大学
小島製作所
日本設計
関東学院大
当社
当社
関東学院大
日本設計
東京工業大学
東京工業大学
当社
当社
当社
東京大学
住友林業
住友林業
森林総合研究所
東京大学
当社
住友林業
住友林業
森林総合研究所

日本建築学会2019年度大会
学術講演梗概集･建築デザイン
発表梗概集
日本建築学会2019年度大会
学術講演梗概集･建築デザイン
発表梗概集

2019/9/3
2019/9/3

令和元年度空気調和・衛生工学会大会学術講演論文集

2019/9/4

令和元年度空気調和・衛生工学会大会学術講演論文集

2019/9/4

令和元年度空気調和・衛生工学会大会学術講演論文集

2019/9/4

2019年度第90回日本建築学会
関東支部研究発表会

2020/3/2

第70回日本木材学会大会

2020/3/16

第70回日本木材学会大会

2020/3/16

当社
当社
当社

月刊自動認識 5月号
Vol.32, No.6

2019/5/10

当社

音響技術 Vol.48, No.3

2019/9/15

報文ほか
1
2

杉本崇
⼈に依存した管理からシステム管理へのシフト プレキャ
戸倉健太郎
スト⽣産管理システム「PATRAC(パトラック)」の開発
菅谷 和人
固体音問題の発生と対策,評価 固体音の音源別特性と対策方法 6 浴室・トイレ・台所から発生する固体音の特 嶋田泰
性と対策方法

85

No.

題

名

執筆者名

所

属

発表誌名

発行年月日

3 須賀川市民交流センターtette

畝森泰行
十河一樹
色部義昭
渡邉裕司

畝森泰行建築設計事務所
石本建築事務所
日本デザインセンター
当社

近代建築 Vol.73, No.4

2019/4/5

4 Landport東習志野

山本将来, 厚見昌宏
森宏明 , 岡嵜文香

当社
当社

近代建築 Vol.74, No.2

2020/2/5

櫻井潔，櫻井建人
与那嶺仁志
北澤基至
佐藤武，渡辺正人
山口正和
八倉巻啓太

櫻井潔建築設計事務所・ETHNOS
ARUP
当社
当社
当社
日建設計

近代建築 Vol.74, No.3

2020/3/5

近代建築 Vol.74, No.3

2020/3/5

野田尚紀, 小田淳
井手駿

当社
日建ハウジングシステム

近代建築 Vol.74, No.3

2020/3/5

5 コナミクリエイティブセンター銀座
6 Brillia⼀番町
7 Brillia Tower上野池之端

86三井住友建設技術研究開発報告 No.18 2020

Technical Research Report of
SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTION

令和 2 年 10 月 1 日発行

No.18 October 2020
Published and Edited by

編集・発行
三井住友建設株式会社

技術本部

Technical & Engineering Service Division of
SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTION CO., LTD.

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