ISSN 1884-1090

三
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三井住友建設技術開発センター報告
REPORTS OFTECHNICALRESEARCH AND DEVELOPMENT CENTER OFSUMITOMO MITSUICONSTRUCTION CO.
,
LTDNo.
12 2014

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三井住友建設株式会社
技 術 研 究 開 発 本 部

巻頭言
三井住友建設技術開発センター報告第 12 号の発刊に当たり、ご挨拶申し上げます。
国内景気は、経済・金融政策の効果が発現していくなかで、消費税率引き上げ後の駆け込
み需要の反動の影響も徐々に和らぎつつあり、企業の業況は幅広い業種において改善の動きがみられています。国内建設市場においては、2020 年東京オリンピック・パラリンピッ
クを見据えたインフラ整備・補修など公共投資の増加や民間企業の設備投資が堅調に推移
し、建設需要は順調に拡大していますが、建設技能労働者の需給の不均衡が常態化し、賃金・資材など建設コストの上昇と相まって、業界環境は引き続き難しい状況が続いています。
弊社におきましては、今年度は、持続的社会貢献を可能とする未来への投資として、長期的な時間軸で新たな事業領域への挑戦を織り込んだ「第 4 次中期経営計画 2013-2015」（平
成 25 年 5 月制定）の 2 年目に入り、「新たな飛躍に向けた挑戦」をキーワードに活動を展開しております。
技術開発においては、本計画のもと、社会やお客様が求める品質・安全・快適・サステナ
ビリティの実現に向け、引き続き「高品質化」「高機能化」に取り組むとともに、次世代をにらんだ中長期的な技術研究開発にも積極的に取り組んでいます。
当技術開発センターにおいても、『技術開発による新たな価値の創造』を目標に、次の 10年に向けた新たな挑戦的な技術開発を着実に進めて、本計画の確実な実行と未来社会への貢献に尽力する所存です。
技術開発センター報告を多くの方々にご覧頂き、ご批評を賜れば幸いです。
2014 年 10 月
執行役員
技術研究開発本部長
西 村 憲 義���������������������
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Reports of Technical Research and Development Center of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTION CO.,LTD.

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A Study on Joint of Composite Steel Girder and PC Girder using Shear Connectors
HIROO SHINOZAKI� HIROSHI ASAI� NAOKI ARIKAWA� YUKI KAMINAGA
Key Words�Joint of Mixed Girder Bridge� Shear Connector� Headed Stud� Steel Pipe Dubel

1

Reports of Technical Research and Development Center of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTION CO.,LTD.

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Experimental Study on Anchoring and Bond Properties of Aramid FRP Tendon.
TAKASHI SANGA� TADAHUMI TAKEYAMA� NAOKI ARIKAWA� HIROSHI ASAI
Key Words� Aramid FRP Rod�Bond Stress�Anchoring Length�Tendon

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Reports of Technical Research and Development Center of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTION CO.,LTD.

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Fundamental Research on Thin Prestressed Concrete Panel using
Aramid Fiber Tendons
TADAOMI TAKEYAMA� NAOKI ARIKAWA� TAKASHI SANGA� HIROSHI ASAI
Key Words� Aramid Fiber , Prestressed Concrete Panel , Form , Tendon

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Influence of Composition on Cracking Resistance of Early-Strength Concrete
in Drying Condition
WATARU SASAKI� HIDEAKI TANIGUCHI� MASANORI HIGUCHIKey Words�Cracking Resistance, Shrinkage Stress Test, Absolute Volume of Unit Coarse Aggregate,
Absolute Volume of Unit Cement Paste

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Reports of Technical Research and Development Center of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTION CO.,LTD.

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Mechanical Property and Volume Change of High-Strength Concrete
Using Artificial Lightweight Fine Aggregate
HIDEAKI TANIGUCHI� WATARU SASAKIMASANORIHIGUCHIKey Words�Artificial Lightweight Fine Aggregate, High-Strength Concrete, Strength, Shrinkage

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Reports of Technical Research and Development Center of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTION CO.,LTD.

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NAOKI TAKAHASHI� WAKAKI TSUDA� NATSUKI OKUNONAOKI TAKAHASHI� WAKAKI TSUDA� NATSUKI OKUNO
Key Words�Lateral flow�Deep mixing method�Centrifugal model test
Key Words�Lateral flow�Deep mixing method�Centrifugal model test

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Volume Reduction System for Plants by Pyrolysis Furnace
GOJI TOMURA� YUKIHIKO KUROKAWA� SEI TSUTIYA� FUMIO DAIRAKU
Key Words� Decontamination�Reduction�Radioactive Cesium�Incineration�Pyrolysis

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Reports of Technical Research and Development Center of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTION CO.,LTD.

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Mechanism on Concrete Fracture by Using Electric Discharge Impulses
HIROSHI YAMACHI

JUN-ICHIROU NAKAMORIKey Words�Electric Discharge Impulse, Shock Wave Movement�Structure Dismantle�
High-speed Digital Video Camera

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Characteristics of the Tensile Measures Device used for Laminated Rubber Isolator
HIROYUKI HARADA� TORU SUZUKI� KEITA KAWAIMINORU ODA� KEISUKE MINAMI� MIZUKI MAKITAKey Words�Seismically Isolated Structure, Laminated Rubber, Tensile Measures Device,
Axial Force Redistribution9

Reports of Technical Research and Development Center of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTION CO.,LTD.

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Loading Tests of Mixed Structures Connecting Steel Beams to RC Columns
Using High Strength Deformed Bars
HIROSHI EGASHIRA� HIDEYUKI KOSAKA� KENTARO MATSUNAGATOMOMI KOBAYASHI� KAZUMASA DOI� KOICHIRO MATSUIKey Words�Mixed Structure�Reinforced Concrete Column�Steel Beam�
High Strength Deformed Bar�Beam-Column Joint

10

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Development of Seismic Strengthening using T-shaped Steel StudKENTARO MATSUNAGA� HIROYUKI HARADA� HIDEYUKI KOSAKATORU SUZUKI� YASUSHI NOGUCHI� AKI NISHIBUE
Key Words�Steel Frame�Seismic Strengthening�Anchor Bar�Ultimate Strength in Shear�
Safety Factor of Shear Strength11

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An Experimental Study on Embedded Part in Precast Concrete Columns Part 2
YUICHI HIRATA� HIROSHI EGASHIRA� AKIRA ITO�YU NISHINARITA� SHIGETAKA TOKUTAKE� MIZUKI MAKITAKey Words�Precast Concrete Column, Embedded Part, Push Out Test, Tension Test, Bending Shear Test

12

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Study on Ultra-High-Strength Concrete Using Silica Fume and Fly Ash
TAKU MATSUDA � KOICHI HASUOKey Words�Ultra-High-Strength Concrete�Silica Fume�Fly Ash�Autogeneous Shrinkage

13

Reports of Technical Research and Development Center of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTION CO.,LTD.

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Experimental Study on Sound Insulation of Double Wall composed of RC Wall andGypsum Boards in Multiple Dwellings
YASUSHI SHIMADA� TAKESHI IWAMOTO
Key Words�RC Wall�Gypsum Boards Wall�Sound Insulation�Resonance Transmission

14

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�-2� �������������������� � � � � � �Experimental Study of Movable Louver for Residential Building
EIZI SAKAI� MICHIKO SAKUTA� MITSUHIRO SUGIYAMA� KAZUSHI KAWANISHI
Key Words�Residential Building, Balcony, Sunlight, Reed Screen, Shito-mi-do, Movable Louver

15

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調査の目的
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1,224 ���Feasibility Study of The Power Generation by Renewable Energy
for The Revitalization of Regional Economies
SHIN-ICHI NISHIO� MAKOTO KOBAYASHI� HITOSHI SAKO
Key Words�Renewable Energy, Solar Power Generation, Revitalization of Regional Economies

16 *
Page

Reports of Technical Research and Development Center of SUMITOMO MITSUI CONSTRUCTION CO.,LTD.

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Transition and Risk Management of Construction Workers Environmentin Large-Scale Building Projects
SHINICHI TEZUKA� KENTARO TOKURA� MANABU FUKAYA� ENOMOTO YUICHI
Key Words�Construction Workers Environment, Age Composition , Years of Experience� � � �17

Skill Level, Construction Organization, Visualization

ずれ止め方式による鋼合成桁と PC 桁の接合構造に関する研究

ずれ止め方式による鋼合成桁とＰＣ桁の接合構造に関する研究
A Study on Joint of Composite Steel Girder and PC Girder using Shear Connectors

土木設計部

篠崎

裕生

HIROO SHINOZAKI浅井洋

HIROSHI

ASAI

有川

直貴

NAOKI

ARIKAWA紙永祐紀

YUKI KAMINAGA

主桁数が同じ鋼合成桁と PC 桁の主桁同士を，ずれ止め方式により接合する方法を考案した．接合部の 1/2縮小模型による載荷試験とずれ止めをばねでモデル化した非線形 FEM 解析による検証から，接合部のずれ止めの設計方法を構築した。本文では，これらの内容を紹介するとともに，ウエブに配置したずれ止めの挙動と耐力を確認するために実施した，接合部のウエブ部のみをモデル化した縮小梁の載荷実験の概要とその結果を示した。当該接合部のウエブずれ止めには，新たに開発した鋼管ジベルを適用した。
キーワード：混合桁橋接合部，ずれ止め，頭付きスタッド，鋼管ジベル

The authors have devised the new joint structure of composite steel girder and PC girder having same
number of main girders using shear connector. In this paper, a simplified design methods of shear
connector located in the joint are introduced and is verified through loading tests of 1/2 scaled model
together with three-dimensional nonlinear finite element analyses. Further, loading tests of composite
beams focus on web shear connector are also demonstrated. New type shear connectors named “SteelPipe Dubels” were applied for these web shear connectors.
Key Words: Joint of Mixed Girder Bridge, Shear Connector, Headed Stud, Steel Pipe Dubel,

１．はじめに主版桁を接合する場合，それぞれの主桁同士をずれ止めで接合する構造が考えられる。著者らはこのような構造
1)での 1/2 模型供試体の載荷実験と，ずれ止めをばねでモデ

は支圧板方式とずれ止め接合方式が紹介されている。こル化した非線形 FEM 解析による検証をもとに，ずれ止のうち，比較的一般的である支圧板方式は，接合部に配めの設計法を構築した 2)。

混合桁橋の接合方法として，複合橋設計施工規準

置した鋼殻セルと中詰めコンクリートおよび PC 鋼材にずれ止めは頭付きスタッド（以下，スタッド）を基本

よって合成桁とコンクリート桁を剛に一体化するため，とするが，ウエブのずれ止めについては，新たに考案しPC 鋼材を含めた使用鋼材量が極めて多く，また，コンた鋼管ジベル 3)を用いることとした。これは，モルタル

クリートの充填性に配慮が必要など，経済性や施工性にを充填した鋼管を，鋼板孔に設置してずれ止めとして機課題が残る。

能させるもので，現場溶接や鋼板孔へのコンクリート充

ずれ止め接合方式（以下，ずれ止め方式）は，鋼合成

填確認が不要などの施工上の長所とともに，同じ孔径の桁とコンクリート桁間の応力伝達を主にずれ止めで行う

孔あき鋼板ジベルよりもせん断耐力を大きくすることがため，鋼殻セルや接合部で支圧を確保するための PC 鋼可能であるため，ずれ止め設置箇所数の低減にも効果的材が不要となり，支圧板方式と比較して使用鋼材量が少である。

なく，施工性も良好である。しかしながら接合部の耐荷

本文では，本接合構造の概要と設計法について紹介す挙動や設計法に関する研究例が少なく，施工例は少ない。

るとともに，接合部鋼桁ウエブに配置したずれ止めの挙

これまでの施工例は，いずれも鋼合成 4～5 主鈑桁と動を確認するために実施した，ウエブのみをモデル化しPC（RC）中空床板橋との接合である。

た模型の載荷実験結果を報告する。

少数主桁形式の橋梁，例えば鋼合成 2 主鈑桁と PC2

1

19三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

２．接合部の構造とずれ止めの設計（１）接合部の構造
図-1 に提案する接合構造の概念図を示す。PC 桁の中に鋼合成桁の鋼桁部分を埋込んで，ずれ止めにより接合PC 桁する。ずれ止めは，鋼桁の上下フランジの上面およびウ
鋼合成桁

エブに配置する。PC 鋼材は接合部まで延長し，鋼合成
桁側のコンクリート端面と定着突起を設けて複数の断面で定着する。定着部を複数断面に分けて配置することで，ずれ止めに発生するせん断力を分散させることができる。
鋼桁上フランジは，後述する予備解析の結果から，

ずれ止め

接合区間の半分のみに設置して局所応力を低減すること
図-1 鋼合成桁と PC 桁のずれ止め方式による接合とした。接合部の長さは，ずれ止めの配置や PC 鋼材の定着突起の配置などで決定される。実構造物の試設計と，

鋼合成桁

PC 桁

接合部

これをモデル化した試験体は，PC 鋼材の定着突起の配P fud=M/H+N/2

置から，接合部の長さを 2×D（D は桁の高さ）としている。

H（２）ずれ止めの設計

N

本接合構造におけるずれ止めの簡易な設計法を，既往のずれ止め方式による接合構造の設計例
桁と RC 橋脚の剛結構造の設計

5)

4)

S

M

Pwvd

Pwhd

や，鋼合成

などを参考に提案した。

Fps

図-2 に接合部に作用するせん断力とずれ止めが負担

Pwvd=S
Pwhd=Fps

するせん断力の関係を示す。
鋼桁上下フランジに配置したスタッドは，曲げモー

Pfbd=M/H-N/2

PC 鋼材

半分ずつ負担するものとした。終局時の断面力に対して，

ここに，
M：モーメント，S：せん断力，N：軸力
Fps：プレストレス
Pfud：上フランジのずれ止めに作用するせん断力
Pfbd：下フランジのずれ止めに作用するせん断力
Pwhd：ウエブのずれ止めに作用する水平方向せん断力
Pwvd：ウエブのずれ止めに作用する鉛直方向せん断力

ずれ止めの本数は，図-2 に示す各ずれ止めに発生する

図-2 接合部に作用する断面力とずれ止めが負担

メントおよび軸力により生じるせん断力に抵抗すると仮定した。ウエブに配置したずれ止めは，せん断力とプレストレスにより生じるせん断力に抵抗すると仮定した。
軸力は，鋼桁上下のフランジに配置したスタッドでせん断力を，ずれ止め 1 本当たりのせん断強度で除してするせん断力の関係

求めることができる。ウエブのずれ止めに作用するせん
断力は，鉛直と水平の 2 方向でそれぞれ必要な本数を計

解析結果を図-3 に示す。試験体は PC 桁が曲げ圧縮破算し，それらを足し合わせることとした。

壊した。図は，最大荷重の約半分の荷重における桁鉛直

接合部の長さは，ずれ止めや PC 鋼材の配置で必要に方向のひずみ分布である。青色が濃くなるほど大きな引なる長さ以上を確保する。接合部の長さは，長いほど構張ひずみが生じていることを示している。PC 桁側の接造的に安定すると考えられる。一方，接合部の長さを短

合部上部および下部で大きなひずみが生じていることがくした場合の影響について検討するため，予備解析を実分かる。上部のひずみは，鋼桁上フランジがコンクリー施した。予備解析は，３．（２）で述べる 3 次元非線形

トを押し下げる方向の支圧力が作用して生じている。そ有限要素解析を用いた。解析対象は，本研究で用いた接して，PC 桁側に斜め下方向に進展している。一方，桁合部模型試験体の，接合部の長さを 1×D（D は桁全下部では，下フランジがコンクリートから剥がれる方向高）としたものである。上フランジは，接合部全長に配に変位しており，この位置で，ずれ止めに比較的大きな

置している。ずれ止めは，図-2 に示す方法で設計した。

鉛直方向せん断力が作用したことで，大きなひずみが生載荷方法は，接合部に曲げモーメントのみが作用すじたと考えられる。これらのひずみは，接合部の鋼桁がるように 4 点曲げとした。

20

回転することで生じていると考えられる。

2

ずれ止め方式による鋼合成桁と PC 桁の接合構造に関する研究

図-4 にその概念を示す。薄青色でハッチングした部

鋼桁上フランジ端からのひび割れ

分は，鋼桁の回転により生じる曲げモーメントに吊り合うように発生する，フランジとコンクリート間の力である。図の右上では，フランジがコンクリートを押し下げる方向の力が，図右下ではフランジがコンクリートから剥がれる方向の力が作用しており，予備解析の結果と一致する。
このように，接合部の長さが短くなると鋼桁が回転により想定外の破壊が生じる可能性があることが分かっ

鋼合成桁た。そこで，ずれ止めの設計においては，次の 2 点を考

PC 桁

接合部

ずれ止めの負担増によるコンクリートの損傷

慮することとした。一つは，上フランジを接合部終端まで設置することはせず，途中で切り落とすこととした。

図-3 予備 FEM 解析結果

これにより，先の解析で生じたようなひび割れを防止する。切り落とす位置は，図-4 におけるフランジ－

PC 桁

接合部

鋼合成桁

コンクリート間の力が最も小さくなる接合中央とする。
もう一つは，鋼桁の回転に抵抗できる量のずれ止め
をウエブに追加で配置することである。本来，この鋼桁の回転力は，図-3 に示した曲げモーメントであり，ウM

エブにこのモーメントに対するずれ止めを配置すること

P1 P2･･･Pnは重複となる。しかし，ここで考慮するずれ止めに作用

Pn･･･P2 P1するせん断力の方向は異なっている。また，もし，図4 のようなフランジ－コンクリート間の力が生じると，スタッドに軸方向の引張力が作用したり，鋼板とコンクxリート間に隙間が生じたりするなど，耐久性上好ましくない現象が起こる。

ウエブ回転によりフランジ－コンクリート間に生じる力

鋼桁の回転に対して，曲げモーメントとずれ止めに発生するせん断力 Pn の力の吊り合いを考慮してウエブずれ止め 1 列分に作用するせん断力

図-4 鋼桁の回転に対するずれ止めの設計概念図のずれ止めを設計することとした。接合部中央に設定し３．実証実験と FEM 解析による考察

た回転軸周りの曲げモーメントに対して，ウエブずれ止めの各縦の列には，鉛直方向に P1，P2・・のようにせん断力が作用する。回転軸からこのせん断力作用位置ま（１）実験供試体での距離を x1 ，x2 ・・とすると，以下の式(1)が成り立

試験体は，実構造物の 1/2 の大きさで，2 主桁のうちつ。各縦の列のずれ止め本数 N は，式(2)が成り立つよの一方をモデル化したものである。試験の状況を写真-1

うに設定する。

に示す。鋼合成桁は，桁高さ 1.1m，床板厚さ 0.2m で鋼

M

n
n 1

Pn

Vu

桁と床版は軸径 16mm，長さ 80mm のスタッドで結合しPn x n(1)ている。PC 桁の桁高さは鋼合成桁と同じ 1.1m で PC 鋼
材 1S19.3 を 10 本配置している。接合部の長さは 2.5m

Nとした。10 本の PC 鋼材のうち，6 本は合成桁側のコン(2)

クリート端面で定着し，残りの 4 本は 2 断面に設けた定ここに，Vu はずれ止め 1 本当たりのせん断強度であ着突起で定着した。

る。縦横のずれ止めの配置間隔を一定値とした場合，回接合部上下フランジのずれ止めは，軸径 16mm，長さ

転中心から最も離れた列に作用するせん断力により配置80mm のスタッドを使用した。試験体名 S-1 は，ウエブ段数が決定される。３．（１）で述べる試験体のずれ止

ずれ止めに同じスタッドを使用した試験体，K-1 は，ウめは，以上の方法を用いて設計する。

エブに鋼管ジベルを使用した試験体である。鋼管ジベルの鋼管は，外径 48.6mm，厚さ 3.5mm，長さ 200mm のものを用いた。鋼管の中に約 80N/mm2 の高強度モルタ

321

第 12 号

三井住友建設技術開発センター報告

ルを充填した。鋼管ジベルは外径 49mm の鋼板孔に挿入して，エポキシ樹脂パテ材で固定した（写真-2）。
試設計した実構造物と試験体で，設計荷重時の接合部
上下縁応力度が一致するように上床版の張り出しなどを設定した。そして，それを 4 点曲げ載荷で再現した。なお，設計法の検証が容易になるように，接合部には曲げモーメントのみが作用するようにした。そのため，2 つの載荷点の間に接合部を配置するとともに，両載荷点の荷重が等しくなるように荷重を制御した。桁の全長は

写真-1

実験状況

9.5m，せん断スパン長 2.5m，載荷点の間隔は 3.5m とした。載荷は荷重制御にて行った。以降の記述で用いている荷重とは，載荷点 2 箇所の荷重値の合計とする。設計
荷重（約 800kN）および PC 桁の計算曲げ耐力の 1/3，
2/3，3/3 でそれぞれ一度除荷した。
（２）FEM 解析の概要
試験体の 3 次元非線形有限要素解析を実施した（以下，FEM）。解析モデルを図-5 に示す。鉄筋コンクリートは
8 節点立体要素でモデル化し，多方向分散ひび割れモデ

写真-2

ウエブに設置した鋼管ジベル

ルに基づく RC 要素の非線形構成則を適用した。構成則
は，圧縮側に弾塑性破壊モデル，引張側には Tension

載荷点

Stiffening モデルを適用し，かつ固定ひび割れ面におけるせん断伝達を考慮した。
圧縮・引張モデルの軟化勾配は要素寸法と破壊エネル
ギーを考慮して決定した。鉄筋の引張構成則には，コン
クリートとの付着の影響を考慮した平均応力－平均ひずみ関係を与えた。なお，PC 鋼材は，トリリニア型の応力－ひずみ関係を与えたトラス要素によって別途モデル化した。鋼桁や載荷板，PC 鋼材定着板も 8 節点立体要

定着突起

素でモデル化した。鋼桁要素には Von Mises の降伏条件

PC 鋼材を与え，載荷板や定着板は線形弾性とした。
鋼桁要素と RC 要素の間にはジョイント要素を配置し，両者の接触・剥離・ずれを考慮した。ずれ止めは，ジョ

図-5

FEM 解析モデル

イント要素によって分離されている鋼桁要素と RC 要素の設定については文献 7)に詳述した。

の節点同士を接続するバネ要素によってモデル化した。
法線方向バネは線形弾性とし，接線方向バネにはず（３）実験結果と考察

れ止めの非線形せん断力－ずれ変位関係を与えた。スタッドは，複合構造標準示方書

6)に示されるせん断力－ず

図-6 に荷重と桁中央変位の関係を示す。両試験体とれ変位関係を用いた。鋼管ジベルは，6 試験体の押抜きも，設計荷重の 2 倍程度までほぼ直線的に荷重が増加し，試験のせん断力－ずれ変位関係 3)のほぼ下限線を包絡す

その後，PC 桁部の曲げひび割れの増加に伴い徐々に剛るように近似した以下の式(3)を入力した。

性が低下した。PC 桁の曲げ耐力計算値である 3160kN

Vsp

401 (1 e ) 0.652(kN )を超えると，荷重の増加が緩やかになり，50mm の変形(3)を超えたところで PC 桁側の載荷点近傍で上縁コンクリ

ここに，Vsp：鋼管ジベルジベル 1 箇所当たりのせんートが圧縮破壊するとともに，荷重が大きく低下した。
K-1 試験体の方が初期ひび割れ発生以降の剛性低下が若断力（kN），δ：ずれ変位（mm）。
解析の概要およびずれ止めのせん断力－ずれ変位関係22

干早くなっている傾向にあるものの，その差はわずかで4

ずれ止め方式による鋼合成桁と PC 桁の接合構造に関する研究

2000kN

4000

S-1
荷重(kN)

3000

最終
2000
試験値
FEM値
PC桁曲げ耐力計算値
設計荷重

1000

S-1
2000kN

0
0

10

20

30

40

50

60

桁中央変位(mm)

最終

4000

K-1

K-1
2000

図-7 ひび割れの発生状況
試験値
FEM値
PC桁曲げ耐力計算値
設計荷重

1000

40
せん断力(kN)

荷重(kN)

3000

0
0

10

20

30

40

50

60

Vmax /3=29.7kN

2000kN
1000kN
500kN

30
20

スタッド

10
0
-10

桁中央変位(mm)-1500

せん断力(kN)

図-6 荷重－桁中央変位関係あった。FEM 値は，初期の剛性およびひび割れ以降の挙動を比較的良い精度で再現できている。
図-7 にひび割れ状況を示す。S-1 試験体は 1600kN，
K-1 試験体は 1400kN で PC 桁側の載荷点下縁付近で曲

-1000

-500

0

500

1000

1500

接合中央からの距離 (mm)

80
70
60
50
40
30
20
10
0
-10

Vmax /3=66.8kN
2000kN
1000kN
500kN

-1500

-1000

げひび割れ（splitting cracks）が発生した。接合部での

-500

鋼管ジベル

0

500

1000

1500

接合中央からの距離(mm)

ひび割れは 2000kN を超えてから本数や長さの増加が顕図-8 ずれ止めに発生するせん断力
ずれ止めに発生するせん断力(kN)

著となった。K-1 試験体の方が接合部に生じたひび割れの本数が若干多い。S-1 試験体の接合部のひび割れ本数は比較的少ないが，接合区間の広い範囲に生じていることが両試験体の違いとして挙げられる。
ずれ止めに発生するせん断力について，FEM 値をもとに検証した。図-8 に，500kN～2000kN におけるウエ
ブずれ止めに発生するせん断力の分布を示す。発生せん
断力が最も大きい最下段のずれ止めの値である。いずれもずれ止め一箇所当たり片面の値である。図には，参考

1000
800
600
400
200
0
-200

S-1
K-1
Cal.(S-1)
Cal.(K-1)

-400
-600
-800
-1000
-1500

-1000

-500

0

500

1000

1500

接合中央からの距離(mm)値としてスタッドのせん断強度の 1/3 および鋼管ジベルのせん断強度（片面）の 1/3 を併記した。

図-9 ウエブずれ止めに発生する鉛直せん断力

ウエブでは，接合部端で発生するせん断力が大きく，設計荷重である 800kN では S-1 試験体のスタッドである。以上の通り，ずれ止めの量や配置を２.（２）で16kN，鋼管ジベルを用いた K-1 試験体で 20kN 程度で提案した設計方法で設定すると，ずれ止めに発生するせあった。この値は，それぞれ参考値（ずれ止めのせん断

ん断力をかなり小さく抑えられることが分かった。

強度の 1/3）に対して 53%，30%程度と小さな値となっ

図-9 は，ウエブずれ止めの，3000kN 時の鉛直方向のた。この理由は，曲げモーメントに対してウエブとフラ発生せん断力を設計値と比較したものである。発生せん

ンジの両方のずれ止めでせん断力に抵抗しているからで断力は縦 1 列に配置されたずれ止め（S-1：6 箇所，K-523三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

1：4 箇所）のものを合計した。設計値は２.（２）で提転に抵抗する分のずれ止めを付加する設計を提案し，実案した方法に基づいて計算した各列のせん断力の合計値

験と解析により接合部の安全性を確認した。ここでは，である。

接合部中央を回転中心として設定したこの設計法およびせん断力の符号は，ウエブ鋼板が下方へ押し下げら

設計耐力の妥当性について実験で確認することとした。

れる時にずれ止めに作用するせん断力の方向を正として実験供試体は，図-10 に示すように既製の H 形鋼のウエブにずれ止めを配置してコンクリート桁と接合したもいる。
ずれ止めの鉛直方向の発生せん断力は，接合部の両端のである。両者は，ウエブのずれ止めのみで接合されてで大きくなる傾向が見られた。これらの値は左右で正負いる。載荷は 4 点曲げとし，等曲げモーメント区間内にが反転していることから，ウエブの回転力によって生じ接合部が配置されるようにした。コンクリート桁の高さたものと考えられる。発生せん断力は接合部内側へ入る

は，H 形鋼の上下フランジ間隔よりも小さくして，供試とすぐにゼロ付近に収束している。発生せん断力の大き

体の変形が進行してもフランジとコンクリート桁が接触さは設計で想定した値よりもかなり小さくなっている。

しないように配慮した。

これは，試験体の接合部長さが桁高さの 2 倍以上ある点

コンクリート桁の大きさは，３．（１）で示した実験と，上下フランジのスタッドも回転に対して抵抗してい供試体のコンクリートウエブ部分の約 2/3 に設定した。

る点，さらに，フランジがコンクリートから剥がれる方

供試体はスタッドを用いたＳ試験体と鋼管ジベルを用い向の力に対しては，スタッドの軸引張剛性が寄与していた K 試験体の 2 体である。鋼管ジベルは３．（１）で用る点などが考えられる。以上の結果から，接合部ウエブ

いた外径 48.6mm，厚さ 3.5mm の鋼管の約 2/3 となる外鋼板の回転に対して，ここで提案した方法で設計するこ径 34.0mm，厚さ 2.3mm のものを用いた。これを 4 列×とにより，ずれ止めに発生する鉛直方向せん断力を抑え，4 行に配置した。スタッドは既製品としては最小径とな接合部を安全に設計できることが分かった。

る軸径 13mm，長さ 80mm のものを用い，鋼管ジベル供試体の回転抵抗モーメントを式(1)で計算して，これと４．検証実験

ほぼ同じ抵抗モーメントになるよう配置と本数を決めた。
コンクリート桁の補強鉄筋は，ずれ止めのせん断耐力に（１）実験供試体

抵抗できる量を配置した。載荷は一方向の単調で，200kN，400kN・・と 200kN ごとに除荷と載荷を繰り返

２．および３．において，接合部におけるウエブの回
300

1,000

1,000

1000

500

700
D16

50

115

38

鋼板に鉄筋溶接定着

150

400

150

550
350

スタッドφ13mm
L=80mm350

スタッドφ13mm
L=80mm

300

300

450

550
68

50

115

700

320

D22

S（スタッド）試験体
700

170

360

170

K（鋼管ジベル）試験体

図-10 実験供試体の形状寸法

24

鋼管ジベルφ34mm

350

300

鋼管ジベルφ34mm

6

50
350

D22

550

5@90=45050

5@90=450

550
68

50

125

300

125

50

38

D16

ずれ止め方式による鋼合成桁と PC 桁の接合構造に関する研究した。

鋼管ジベルφ34mm，t=2.3mm

H350×350

スタッド軸径 13mm，L=80mm

載荷に先立ち，面外方向の拘束を有しないずれ止め単体のせん断耐力を確認するために，図-11 に示す押し抜き試験を実施した。H 形鋼ウエブに明けた孔にずれ止め

350

を 2 段設置し，ウエブ両面にコンクリートを打設する。

350
350

H 形鋼を押し下げることにより，ずれ止めにせん断力を与える。ブロックは D16 により補強している。試験100

体は，剛なレール上を自由に移動できる台（リニアガイ
ド）の上に載せて，左右のブロックが独立して自由に水平移動できるようにした（図-12）。
170

試験は，図-10 に示す試験体で用いた鋼管ジベル（K270

1，φ34mm）とスタッド（ST-1，軸径 13mm）で実施した。鋼管とスタッドの材料特性値を表-1 に示す。載荷

図-11

時 の ブ ロ ッ ク の 圧 縮 強 度 は 39.6N/mm2 ， 割 裂 強 度 は

単位：mm

試験体形状

2.71N/mm2，充填したモルタルの圧縮強度は 81.2N/mm2
H350×350であった。載荷方法は，一方向漸増繰返し載荷とした。
ブロック上面 4 箇所で計測したブロックと H 形鋼の鉛100

直ずれ変位の平均値が，1.0mm までは 0.2mm ごと，1.0mm～4.0mm までは 0.5mm ごと，それ以降，5.0，6.0，

鋼管ジベル
スタッド

100

8.0，10.0，12.0，15.0mm（15mm 以降は 5.0mm ごと）
でそれぞれ除荷した。

150

試験の結果を図-13 に示す。K-1 は，せん断力の増加
とともにブロックの開きが徐々に大きくなり，ずれ変位
170

単位：mm

が 5.0mm の時に 265kN の最大せん断力を示した後，ブ170

リニアガイド350

ロック上面にひび割れが生じ徐々にせん断力が低下した。
ST-1 も同様にブロックの開きが大きくなり，ずれ変図-12

位 3.5mm と 5.0mm 時にブロック上面にそれぞれひび割

表-1

れが生じた。ずれ変位が 4.0mm の時に 196kN の最大せ

載荷方法

鋼材の材料特性値

項目
降伏強度(N/mm2)
引張強度(N/mm2)

ん断力を示した後は徐々にせん断力が低下した。K-1，
ST-1 とも，ブロックに生じたひび割れはブロック下面に貫通していた。図に併記した，Vk-cal および Vst-cal は，
せん断耐力計算値で，鋼管ジベルは文献 3)に，スタッド

500

は複合構造標準示方書 6)に従って計算した値である。

400
せん断力(kN)

これらの計算値は，ブロックの開きをある程度拘束した状態の実験結果に基づいているため，ブロックの開きを拘束していない今回の実験結果は，いずれも計算値を下回っている。

鋼管
427
460
500

K-1

Vk-cal

300

300

200

200

100

100

5

10

15

ずれ変位(mm)

変位の関係を示す。いずれも 400kN～600kN で PC 桁側

Vst-cal00

図-14 に載荷荷重（左右 2 点の合計）と梁中央の鉛直

ST-1

400

0

（２）実験結果

スタッド
373
454

20

0

5

10

15

20

ずれ変位(mm)

図-13 押し抜き試験結果の載荷点付近で曲げひび割れが生じ始め，その後，接合部の面外変形の増加により剛性が低下した。スタッドをた。ずれ止めのせん断耐力は，４．（１）で示した押し用いた S 試験体の最大耐力は 748kN，鋼管ジベルを用抜き試験の結果を用いた。図より，接合部の耐力は式いた K 試験体が 647kN であった。図には式(1)で計算し(1)で安全に評価できることが分かった。

た接合部の抵抗モーメントから求めた計算耐力を併記し

図-15 に最終のひび割れ状況を示す。両試験体ともに，

725三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

接合部縁端下隅と載荷点を結ぶ斜めのひび割れが生じて800いる。これは，ずれ止めがコンクリート部の回転に抵抗

700する力によってせん断力が発生して生じたものと考えら600れる。両供試体でひび割れ本数に若干の差異が見られる
荷重（kN）

が，これはずれ止めの配置間隔や本数が影響していると考えられる。
接合部の設計の妥当性については本実験により確認で500

スタッド計算耐力

400

鋼管ジベル計算耐力

300

きた。今後，個々のずれ止めの挙動やコンクリート部材

200の面外方向の開きなどを分析するとともに，非線形の100

FEM 解析により挙動と耐力を評価していく予定である。

0

スタッド

0

10

５．まとめ

鋼管ジベル

20
30
梁中央の変位（ｍｍ）

40

50

図-14 荷重と梁中央の鉛直変位の関係
ずれ止め方式による少数主桁形式の鋼合成桁と PC 桁の接合構造について，ずれ止めの設計法を提案した。設
計の概要を示すとともに，接合部ウエブのみを取り出した検証実験を実施し，以下を明らかにした。
①

ウエブずれ止めの設計については，接合部で鋼桁が回転しようとする力に対し，それに抵抗できる分のずれ止めを追加配置することを提案した。

②

検証実験供試体におけるずれ止めの，面外方向の拘束が小さいことを再現した押し抜き試験で，ずれ止めのせん断耐力を確認した。鋼管ジベル，
スタッドとも，拘束が小さい場合せん断耐力が低（1）S 試験体下することが分かった。
③

検証実験により，接合部ウエブ部の耐力は，①で提案した手法で安全に評価できることを確認した。

参考文献
1）（社）プレストレストコンクリート技術協会編：複合橋設計施工規準，技報堂出版，p.229，2005.11
2）篠崎裕生，浅井洋，紙永祐紀，牧剛史，睦好宏史：
少数主桁形式の鋼合成桁と PC 桁のずれ止め方式に
よ る 接 合 構 造 の 研 究 ， 構 造 工 学 論 文 集 Vol.60A，（2）K 試験体

pp.861-871，2014.3

図-15 最終のひび割れ状況

3）篠崎裕生，浅井洋，牧剛史，睦好宏史：鋼板孔を利用した円柱部材によるずれ止めの実験的研究，土木学会論文集 A1（構造・地震工学），Vol.69，No.3，

6) 複合構造標準示方書 2009 年制定，土木学会，pp.60-

543-556，2013.

62，2009.

4）新井恵一，菅原徳夫，波田匤司，村田信之：鋼・コ

7) 篠崎裕生：鋼板孔を利用した円柱部材によるずれ止

ンクリート混合連続橋（宮野目橋）の設計・施工，めの開発とそれを用いた異種部材接合構造の研究，

プレストレストコンクリート技術協会第 11 回シンポ埼玉大学大学院理工学研究科博士学位論文，2014.3

ジウム論文集，pp.169-172，2001.11
5）設計要領第二集（橋梁建設編），東・中・西日本高速道路株式会社，9 章複合構造，p.5，2009.7

26

8

アラミド FRP 緊張材の付着定着性能に関する実験的研究

アラミドＦＲＰ緊張材の付着定着性能に関する実験的研究
Experimental Study on Anchoring and Bond Properties of Aramid FRP Tendon
三加崇TAKASHI SANGA

竹山

忠臣

TADAOMI TAKEYAMA有川直貴

NAOKI ARIKAWA浅井洋

HIROSHI ASAI

アラミド FRP ロッドは，引張強度が高く腐食しないことから，補強筋や PC 緊張材などで使用されている。
アラミド FRP ロッドの形状は，表面にワインディングを施した異形状と編みこんだ組紐状があり，アラミ
ド FRP 緊張材としては，著者らは異形状を中心に検討してきた。本研究では，少ない本数で高張力とすることを目的として，4 本を束ねた組紐状のアラミド FRP ロッドを用いたアラミド FRP 緊張材を開発した。引張試験により，保証耐力を満足する付着定着性能を有することを確認した。また，アラミド FRP ロッドのすべり量と平均付着応力度は，4 本と 1 本では同じ傾向であった。
キーワード：アラミド FPR ロッド，付着応力度，定着長，緊張
FRP rods made of Aramid fiber have characterislics of high tensile strength and non-corrosion, and are used forreinforcements or PC tendons. These Aramid FRP rods have two types that are winding form and braided form.
Bundled cable which consists of four braided Aramid FRP rods was developed for the purpose of higher tensile
capacity. The results of tensile tests showed that the developed bundled cable had adhesion anchorage performancesatisfying with required tensile capacity as pretensioned tendons. The bundled cable has the same performance in therelation of sliding displacement and mean adhesive stress as single rod.
Key Words: Aramid FRP Rod, Bond Stress, Anchoring Length,Tendon

１．はじめに材料として棒状に加工してリブを設置したり，編み込んで組紐状に加工したりして鉄筋の代替品として使用してコンクリート構造物が劣化する要因のひとつとして塩いる（以下，アラミド FRP ロッドと称す）。また，アラ害がある。海浜に近い構造物や寒冷地で凍結防止剤が散

ミド繊維は，高い引張強度を有していることから，緊張布される構造物では，コンクリート中の塩化物イオン濃材としても利用されている。アラミド FRP ロッドは，度が上昇し，鉄筋が腐食しやすくなる。鉄筋の腐食はか

PC 鋼線のようなくさび定着方式では，くさび内面の刃ぶりコンクリートの剥落を引き起こし，構造部が加速度がアラミド FRP ロッド表面に噛み込むことによって繊維的に劣化する。著しい劣化の場合には鉄筋の破断に伴いが破断して定着効率が低下するため，無収縮モルタルや耐荷力が低下して落橋が懸念される。新設の構造物でエポキシ樹脂によって付着定着する方法が用いられていは，かぶりコンクリートを厚くして鉄筋位置の塩化物イる。アラミド FRP ロッドには，直線配置したアラミド繊

オン濃度の上昇速度を抑制する方法やエポキシ塗装鉄筋

維の周りに図 -1(a) に示すような同種のアラミド繊維でやステンレスの使用により鋼材の腐食を抑制する方法が凹凸を設けた異形状と図 -1(b) のアラミド繊維を編みことられている。しかしながら，コンクリートにひび割れ

んだ組紐状のアラミド FRP ロッドがある 1) 。リブ付のアが生じたり，塗装被膜が損傷したりするなど完全に鉄筋

ラミド FRP ロッドでは，すでにφ 7.4mm のロッドを緊張が腐食しないわけではない。このような問題に対処する材として使用した実績はあるが，組紐状のアラミド FRP

方法の一つとして，高性能繊維に樹脂を含浸して成型しロッドを緊張材として使用した実績は少ない。異形状のた連続繊維補強材が開発され使用されてきた。アラミド

アラミド FRP ロッドを用いたアラミド FRP 緊張材の直径

繊維は高性能繊維の一つであり，塩害の影響を受けないはφ 7.4mm と比較的小さく，多くのロッドを付着定着し

1

27

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

表 -2

試験体種

試験体種類

(b) 組 紐 状(a) 異形状
図-1

No.1

No.2
15.7

アラミドロッド

アラミドロッド形状

公称直径

(mm)

15.7

本数

（本）

1

4

公称断面積 (mm2)

193

772

保証耐力

(kN)

225

900

外径

(mm)

48.6

95

厚さ

(mm)

8

18

断面積

(mm2) 1020.4

4354.2

材質

S45C

S45CH

定着体

(a) 異形状
写真-1(b) 組紐状
アラミドロッド

無収縮モルタル
直径

(mm)

32.6

59.0

断面積

(mm2)

641.7

1962.0表-1

組紐状アラミドロッドの材料特性

公称直径

(mm)

2.7

5.7

7.8

9.3

11

13.7

15.7

7.88

公称断面積

(mm2)

5.7

25.5

47.8

67.9

95

147

193

48.8

No.1の定着体構造を図 -2(a) ，No.2の定着体構造を

単位重量

(g/m)

6.4

32

58

84

115

173

226

62

図 -2(b) に示す。No.1アラミド FRP 緊張材の定着体は，

保証耐力

(kN)

7.8

32

60

85

112

172

225

81.4

弾性係数

(kN/mm2)

組紐状

異形状

φ 48.6mm ，厚さ 8mm ，全長720mmで材質は S45C で46.0ある。No.2のアラミド FRP 緊張材の定着体は，
φ 95mm ，厚さ 18mm ，全長720mmで材質がS45CHであて大容量化を図ることが困難であった。本研究では，φる。定着体は，図-3に示すように，アラミド FRP ロッド

15.7mm 組紐状のアラミド FRP ロッドの定着に無収縮モを鋼管内の所定の位置に配置し，無収縮モルタルを充填

ルタルで付着定着した定着体を使用し，緊張材として用して一体化した構造である。

いるための引張試験を行って定着性能を確認した。

（３）載荷方法

２．試験方法

図-4に載荷方法を示す。試験体は載荷フレーム内を通して片側には荷重計を配置し，他端には油圧ジャッキを（１）アラミド FRP ロッド配置している。付着定着体の鋼製鋼管の外周にはネジ加

アラミド FRP ロッドは異形状と組紐状の 2 種類の形状工が施されており，試験体両端でナット定着している。

がある。異形状アラミド FRP ロッドは，ロッド軸方向に載荷方法は，油圧ジャッキで押し広げてアラミド FRP

並行に配置したアラミド繊維を引き揃え，ビニルエステ

緊張材に引張力を与える方法である。平均載荷速度

ル樹脂で固着した上にアラミド繊維を 2 層に巻き付けて40kN/minの単調載荷であり，アラミド FRP 緊張材が破断異形化したものである。組紐状アラミド FRP ロッドは，するまで載荷した。引張試験では，引張荷重とアラミド軸方向に引き揃えた繊維束に樹脂を含浸し，これを組紐

FRP ロッドが定着体から抜け出す量の他に図-5に示す鋼状に編み込みながら固着したものであり，本体繊維によ

管表面に 50mm 間隔でひずみゲージを設置して定着体のって異形化されている。

φ48.6

720.0
705.0

15.0

φ20.0

的として表面には硅砂を付着させている。組紐状アラミ
ド FRP ロッドの材料特性を表-1に示す。

(a)No.1 （アラミドロッド 1 本）
720.0
700.0

20.0
φ95.0

φ95.0

φ48.6

的として，公称直径 15.7mm ，保証耐力 225kN の組紐状
アラミド FRP ロッドを対象とした。付着性状の向上を目（２）試験体φ59.0

アラミド FRP 緊張材を表-2に示す。試験体は 2 種類
で，No.1はアラミド FRP ロッド 1 本に付着定着体を取り鋼管(b)No.2 （アラミドロッド 4 本）
図-2 定着体付けた試験体である。No.2はアラミド FRP ロッド 4 本を束ね， 4 本に 1 対の付着定着体を取り付けた試験体である。

無収縮モルタル アラミドロッド

図-3

28

2

定着体構造

M48.0-P3は，少ない本数で高いプレストレスを導入することを目

φ32.6

ひずみを測定した。

アラミド FRP 緊張材に使用するアラミド FRP ロッド

M90.0-P6

68.6

φ59.0

形状

アラミド FRP 緊張材の付着定着性能に関する実験的研究

３．試験結果ロッドと無収縮モルタルの間の付着が切れて滑り出し，50mm 位置では一体として挙動せずアラミド FRP ロッド（１）引張耐力が負担する荷重の割合が大きくなり，鋼管が負担する割試験体No.1（アラミド FRP ロッド 1 本）の最大引張力

合が減少するためにひずみの増加が小さくなったためでは 274kN であり，保証耐力 225kN に対して 1.22 倍の張力ある。負担が増加したアラミド FRP ロッドの引張荷重であった。破壊はアラミド FRP ロッドの破断であり，定は，さらに後部でモルタルおよび鋼管に伝達される。載着体先端で生じた。試験体No.2（アラミド FRP ロッド 4

荷荷重の増加に従い，鋼管ひずみが合成断面計算値から本）の最大引張力は 978kN であり，保証耐力 900kN に対乖離する現象が定着体後部に進展する。この現象は，破して 1.09 倍の張力であった。破壊は，アラミド FRP ロッ

断前には定着体先端から500mmに達している。

ドの破断であり， 4 本のロッドがすべて破断した（写図-6の関係を各載荷荷重における定着体鋼管先端から真-2）。 1 本および 4 本を束ねたアラミド FRP 緊張材の距離と鋼管ひずみの関係で表したものが図-7である。

は，本定着構造によって保証耐力以上の引張力を保持で定着体は先端から650mmにおいてナットで定着されている。その前面では鋼管とモルタル，アラミド FRP ロッ

きることが示された。

ドが載荷荷重を一体で受け持っており，その計算値を700mmに表示した。この値は，図-6において破線に対応（２）鋼管ひずみ
載荷荷重と鋼管先端（アラミド FRP ロッド緊張側）かする計算値である。各載荷荷重において鋼管のひずみ分らの距離に応じた鋼管ひずみの関係を図-6に示す。鋼管

布は先端に近い部分でひずみが小さく，先端からの距離と無収縮モルタルおよびアラミド FRP ロッドが合成断面が長くなるに連れてひずみが増加する。合成断面計算値

として一体で挙動している場合の関係を破線で示す。載に達するとひずみが一定になり，一体となって荷重を負荷開始直後はすべての測定点のひずみは破線と一致して担していると考えられる。図-6で鋼管ひずみが計算値かいるが，引張荷重が増加するにつれて定着体先端のひずら乖離する傾向が，載荷荷重が増加するに連れて合成断みから増加が少なくなり順次破線と離れる傾向を示して面計算値に達するまでの長さが長くなる傾向として再度いる。これは，引張荷重が作用し始めた初期の段階で確認される。ここで着目されるのは，計算値に達するまは，アラミド FRP ロッドと無収縮モルタルの間の付着がでのひずみの増加割合である。載荷荷重が増加しても鋼健全であり，アラミド FRP ロッドの引張力は合成断面で管のひずみの増加割合はおおむね同じであり，アラミド

受け持たれ，先端から 50mm 位置の鋼管ひずみも比例しFRP ロッドからモルタル，さらには鋼管に伝達される荷て増加する。さらに引張荷重が増加するとアラミド FRP

300
250

荷重計

載荷荷重(kN)

油圧ジャッキ

定着体用ナット

定着体

載荷フレーム緊張側

ひずみゲージ図-4アラミドロッド定着体

9 @ 5 0 = 4 50

100
50

固定側

鋼管・無収縮モルタル・
アラミドロッドの合成断面の場合

0
0

70

1000

計測位置

200

400

600
800
鋼管ひずみ(μ）

1000

1200

(a)No.1 （アラミドロッド 1 本）

抜け出し量

800
載荷荷重(kN)

図-5

50mm
100mm
150mm
200mm
250mm
300mm
350mm
400mm
450mm
500mm

150

定着体用ナット

載荷装置図

200

200

50mm
100mm
150mm
200mm
250mm
300mm
350mm
400mm
450mm
500mm

600

400

200

鋼管・無収縮モルタル・
アラミドロッドの合成断面の場合

0
0

200

400

600
800
鋼管ひずみ(μ）

1000

1200

(b)No.2 （アラミドロッド 4 本）
写真-2

図-6

アラミドロッド破断状況

3

鋼管ひずみ

29

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号重が同じであることを意味している。試験では鋼管とモ定着体の区間 xi ～ x j の平均付着応力度は，アラミド

ルタルとの間ですべりが生じていないことから，アラミ

FRP ロッドに作用している張力を表面積で除した値とし

ド FRP ロッドとモルタルとの付着応力度はアラミド FRPて式 (3) により算出した。

ロッドに作用する応力度によらず一定の値であると考え
られる。

ij

xi , Pfxj,Pf（３）平均付着応力度
載荷荷重と鋼管ひずみからアラミド FRP ロッドとモルタルとの平均付着応力度を算出する

2)

ここに，

nf

f

xj

xi

(3)

：アラミド FRP ロッド公称直径fnf。アラミド FRP ロ

E f Af：アラミド FRP ロッド本数

ッドに作用する張力は，載荷荷重から鋼管とモルタルがまた，定着体先端からの距離 xi におけるアラミド

負担する荷重を差し引いた値であり式 (1) で算出される。また，そのときのアラミド FRP ロッドひずみは式

FRP ロッドの移動量は，定着体後端から xi までの鋼管(2) で算出される。

とアラミド FRP ロッドのひずみ差の総和であり，式 (4)で算出される。

Pf x, P

P

x, P

f

As Es

Pf x, P

Am Em

x, P

(1)

L

s xi , P

Af E f≒(2)

xi

ここに， Pf x, P ：載荷荷重 P における定着体先端

L

ここに，

から距離 x のアラミド FRP ロッ

ドの張力

x

(4)

：定着体の長さ本で発生している平均応力度の範囲内であった。
No.1とNo.2の移動量に対する平均付着応力度の全測定
区間の平均との関係を図-9に示す。移動量と平均付着応
力度の関係は， 0.4mm 程度まで直線的に増加し，その後は移動量増加に対して平均付着応力度は緩やかに増加する傾向であった。 1 本と 4 本では，ほぼ同じ傾向が見られることから， 4 本の配置の場合では，アラミド FRP ロ：アラミド FRP ロッドの断面積

ッドの全表面積で付着応力が発生していると考えられ：アラミド FRP ロッドの弾性係数

る。 1 本と 4 本の移動量と平均付着応力度との関係か
1200
0.1Pu
0.2Pu
0.3Pu
0.4Pu
0.5Pu
0.6Pu
0.7Pu
0.8Pu
0.9Pu
1.0Pu
1.1Pu

1000

200

800
600
400
200

0

0
0

100

200

300
400
先端からの距離(mm)500(a)No.1 （アラミドロッド 1 本）

30

xi , P

4 本の場合は 7.9N/mm2 ～ 9.2N/mm2 の範囲であり， 1

鋼管ひずみ(μ）

鋼管ひずみ(μ）

400

xi , P

動量に対して 7.1N/mm2 ～ 10.4N/mm2 の範囲であった。

0.1Pu
0.2Pu
0.3Pu
0.4Pu
0.5Pu
0.6Pu
0.7Pu
0.8Pu
0.9Pu
1.0Pu
1.2Pu

600

xi , P dxに示す。アラミド FRP ロッド 1 本のNo.1では 1.0mm の移

1200

800

f

xi , P

FRP ロッドの平均付着応力度と平均移動量の関係を図-8

ドのひずみ

1000

f

定着体先端からの距離に応じた100mm区間のアラミド

x ：定着体先端からの距離
P ：載荷荷重As ：鋼管断面積
Es ：鋼管弾性係数
Am ：無収縮モルタル断面積
Em ：無収縮モルタル弾性係数x, P ：載荷荷重 P における定着体先端から距離 x の鋼管のひずみ：載荷荷重 P における定着体先端
f x, P
から距離 x のアラミド FRP ロッ
Af
Ef

xi
L

600

700

図-7

0

鋼管ひずみ分布

4

100

200

300
400
先端からの距離(mm)

500

600

(b)No.2 （アラミドロッド 4 本）

700

アラミド FRP 緊張材の付着定着性能に関する実験的研究

ら，式 (5) のようにモデル化した。移動量に対して平均
アラミド FRP 緊張材の張力と付着定着するのに必要な付着応力度の平均となるように設定し，移動量が20.41mm までは，平均付着応力度 2.15N/mm から定着長の関係を図 -11 に示す。保証耐力を定着するため

7.35N/mm2 まで直線的に増加し， 0.41mm から 5.0mm まに必要な定着長は，No.1およびNo.2ともに685mmである

2

では， 5.0mm で平均付着応力度が 9.6N/mm となるバイことが分かった。

リニア型のモデルとした。

13.69 s2.15

0.38s 7.64

４．アンカー材への適用

0 s ≦ 0.41

(5)0.41 s ≦ 5.0

アラミド FRP 緊張材をアンカー材として適用するために，アラミド FRP 緊張材をコンクリート内部に埋め込ん（ 4 ）定着長だ引抜試験を実施した。

定着長は，定着体先端から位置

xi でアラミド FRP ロ

ッドの移動量を極小としたときに発生する平均付着応力（ 1 ）試験体度から，アラミド FRP ロッドに発生する張力を求めて，試験で用いるコンクリートブロックの大きさは，ひずみを算出する。ひずみと xi ～ xi 1の長さの積から
xi 1 の移動量を求める。定着体先端まで繰り返し算出し置した。コンクリートブロック上面の中央に，φ110mmて，アラミド FRP ロッドに発生している張力の合計が，で深さ 1,250mm まで削孔して，アラミド FRP ロッドを 4

1.5m×1.5m×1.5m である。鉄筋は D13 を250mm間隔で配定着したい張力と等しくなる xi を定着長とした。

本束ねた定着体付きアラミド FRP 緊張材を挿入した。挿No.2試験体の載荷荷重 450kN(0.5Pu) と 900kN(1.0Pu ）における鋼管ひずみ分布の計算値と実験値を図 -10 に示

14.0

す。計算値は，式 (5) を用いてアラミド FRP 緊張材に作

12.0
平均付着応力度(N/mm2)用している張力から定着体先端から位置 xi に発生している張力の差が定着体に作用している力で，鋼管と無収縮モルタルの合成断面としてひずみを算出した。計算結
果と実験結果のひずみ分布は，比較的良く一致している

No.2

10.0
8.0
6.0

式（５）
No.1

4.0
2.0

ことから，本構造の平均付着応力度と移動量の関係は，0.0

適切に設定されていると考えられる。

0.0

1.0

図-9

14.0

2.0
3.0
移動量(mm)4.0

5.0

平均付着応力度と移動量のモデル化

1200
載荷荷重900kNの計算値
1000
載荷荷重900kNの実験値

10.0
鋼管ひずみ(μ）

2

平均付着応力度(N/mm )

12.0

8.0
6.0
0mm-100mm
100mm-200mm
200mm-300mm
300mm-400mm
400mm-500mm

4.0
2.0

800
600
400
載荷荷重450kNの実験値
200

0.0

載荷荷重450kNの計算値

0
0.0

1.0

2.0

3.0

4.0
5.0
移動量(mm)

6.0

7.0

0

8.0

(a)No.1 （アラミドロッド 1 本）

100

図 -10

14.0

200

300
400
500
先端からの距離(mm)

600

700

800

鋼管ひずみの実験値と計算値

12.0

900

10.0

800

8.0

アラミドロッド張力(kN)

平均付着応力度(N/mm2)

1000

0mm-100mm
100mm-200mm

6.0

200mm-300mm
4.0

300mm-400mm
400mm-500mm

2.0
0.0

No.2（保証耐力900kN)

700
600
500
400
No.1（保証耐力225kN)

300
200
100

0.0

1.0

2.0

3.0

4.0
5.0
移動量(mm)

6.0

7.0

8.0

685mm

0
0

(b)No.2 （アラミドロッド 4 本）
図-8 平均付着応力度と移動量の関係

100

図 -11
5

200

300

400
500
定着長さ(mm)

600

700

800

アラミドロッド張力と定着長の関係
31

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号1200

填した。定着体は，φ 95mm ，厚さ 18mm ，で材質が1000

S45CHの鋼管を使用した。アンカー側の定着体の長さは800

載荷荷重(kN)

入後に，無収縮モルタルを定着体から250mm高さまで充650mmとし，載荷側の定着体は，アンカー側の引抜荷重より高い荷重を保持する目的で全長 1,000mm とした。

引張試験のアラミドロッド抜け出し量と自由長350mmの弾性変形量の合計

600
400
載荷試験

（２）試験方法

200

試験方法を図 -12 に示す。反力をとるために載荷フレ00ームを設置して， 1,600kN の油圧ジャッキを用いて載荷した。載荷手順は，アラミド FRP 緊張材に作用する張力

5

図 -13

の変動による影響を確認するために，保証耐力の 0.7Pu

1015
アラミドロッド移動量(mm)20

載荷荷重とアラミドロッド移動量の関係（ 630kN ）までを 3 回繰り返した。その後，破壊まで実施した。計測は，コンクリートのひずみおよびコンクリ
ート表面位置でのアラミド FRP ロッドの移動量を測定しが 3 本破断した。最大荷重においてコンクリートブロッ

た。

クに損傷は見られず，引張試験結果を反映した移動量と引抜試験結果による移動量が同等であったことから，定着体の抜け出しはなく，アラミド FRP ロッドの付着によ（３）試験結果って保持されていた。本定着方法で保証耐力以上の荷重載荷試験は，削孔箇所に充填した無収縮モルタルが材
2

齢13日（圧縮強度 74.2N/mm ）で実施した。

を定着できることが明らかとなった。

載荷荷重とコンクリート上面におけるアラミド FRP ロ

５．まとめ

ッドの移動量との関係を図 -13 に示す。引張試験のアラ
ミド FRP ロッドの抜け出し量と自由長350mmの弾性変形量を加算した移動量を併せて示した。 0.7Pu （630kN)で本実験によって以下の知見が得られた。

3 回繰り返した場合，抜け出し量が極端に大きくなって①

1 本および 4 本のアラミド FRP ロッドを束ねたア

おらず，繰り返しによる抜け出しの影響はなかった。最ラミド FRP 緊張材は，本定着構造では保証耐力以上

大荷重は， 1,004kN でアンカー側のアラミド FRP ロッドの引張力を保持できる定着性能であった。
②

載荷側定着体関係は， 1 本と 4 本束ねた場合で同じ傾向を示して

載荷ジャッキおり， 4 本の場合でも，アラミド FRP ロッドの全表

荷重計
載荷フレームアラミド FRP ロッドの移動量と平均付着応力度の面積で付着応力が発生していると考えられる。
15
00

③

造における定着体の長さは， 1 本および 4 本束ねた

250
350

アラミド FRP ロッドの場合，同じ長さで685mmであ
変位計

った。

アラミドロッド
650

1500

アラミド FRP 緊張材の保証耐力に必要な本定着構④

無収縮モルタル00
15

固定側定着体250

110

合，本定着構造であれば， 0.7Pu が繰り返し作用しコンクリートても抜け出しが大きくなる傾向はなく，アラミド(a) 側面FRP ロッドの付着によって保証耐力を定着できるこ(b) 平面図

アラミドロッドとが分かった。
無収縮モルタル95110

無収縮モルタル

図

アラミド FRP 緊張材をアンカーとして使用する場

定着体

参考文献
1 ）土木学会：コンクリートライブラリー88

コンクリート

補強材を用いたコンクリート構造物の設計・施工指(c) 固定側断面図

針（案）， pp.249 ～ pp.294

32

連続繊維

6

アラミド繊維を緊張材に用いた薄型 PC 板の基礎的研究

アラミド繊維を緊張材に用いた薄型ＰＣ板の基礎的研究
Fundamental Research on Thin Prestressed Concrete Panel using Aramid Fiber Tendons
竹山

忠臣

TADAOMITAKEYAMA

有川

直貴

NAOKI

三加

崇

TAKASHI

SANGA

浅井

洋

HIROSHIASAI

ARIKAWA

埋設型枠などへの用途を目的に，アラミド連続繊維を緊張材とした厚さ 5mm の超薄型 PC 板の基礎実験を行った。実験に使用した専用の緊張装置による引張効率はアラミド繊維糸規格強度の67%であり，応力緩和曲線についても検討した。モルタル強度が 45N/mm2 以上あれば，本試験体の厚さにプレストレスを導入できた。曲げ試験の結果，PC 板は計算値以上の十分な耐力を保持しており，最終的にはモルタルが圧壊し，アラミド繊維が破断することはなかった。また，アラミ
ド緊張材の配置誤差は PC 板の反りに大きく影響する。
キーワード：アラミド繊維，PC 板，埋設型枠，緊張材

Thin concrete panel prestressed with continuous aramid fiber has been developed for the use of durable
permanent form of concrete structures. The aramid fiber tendons were subjected to 67% of standard
tensile strength of the fiber by stretching devices developed for the tests and relaxation characteristics ofthe fibers are examined. In the case that strength of mortar is greater than 45N/mm2, the concrete panel
having 5mm in thickness could be prestressed. The panel showed greater bending capacity thancalculated value and compressive failure of the mortar at compression side is observed without showing
any breaking of aramid tendons. In addition, it was observed that the placement error of the tendon
greatly influences the warp of the prestressed concrete panel.
Key Words: Aramid Fiber , Prestressed Concrete Panel , Form , Tendon

１．はじめにコンクリート構造物の耐久性向上策の一つとして，低アラミド緊張材

水セメント比や混和材料を使用してコンクリート自体を緻密化する方法がとられている。高強度コンクリートを300

5

使用することで構造物を軽量化してコスト縮減が可能な

単位:mm

100

橋梁上部工のような構造物では，コンクリート価格が多図-1

少高額となっても全体工事費の縮減に寄与できる。飛来

試験体

塩分に対する対策などでは，緻密なコンクリートで構成

かしながら，セメント系材料で構成された埋設型枠の施された埋設型枠を用いることで構造物表面に緻密な防塩工性を考えれば，さらなる軽量化が求められる。また，層を設けることも効果が期待できると考えられる。ま部材厚を小さくすれば PC 鋼材や補強筋のかぶりを確保

た，プレストレスを導入することで荷重に対するひび割

することが困難となるため，このような埋設型枠には繊れ発生を大幅に抑制できると考えられる。プレストレス

維補強コンクリートが用いられている。既往の研究 2) でトコンクリート橋の施工では， PC 板 1) を床版下面に用は，連続繊維を補強材とした厚さ 10mm の埋設型枠の研いて構造部材と埋設型枠の両機能を有し，さらには施工究が行われているが，連続繊維にプレストレスを与える

時の足場も兼ねた合理的な部材として使用している。しことでさらに部材厚を薄くすることが考えられる。本研

133三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

反力フレームアラミド緊張材

反力フレーム2000mmロードセル

センターホールジャッキ

ラムチェアー

側面図
M16
全ねじボルト

ロードセル

2000mm写真-1

アラミド緊張材
鋼製緊張 アラミド緊張材 鋼製緊張
プレート
9@10mmプレート

M16
全ねじボルト

センター
ホール
ジャッキ

ラムチェアー

平面図
Φ10mm丸鋼

写真-2

アラミド緊張材緊張状況

究は連続繊維にアラミド繊維を用い，極薄厚の PC 板製
アラミド緊張材造の可能性や製造時の課題点，および荷重が作用した場
合の曲げ挙動，緊張材として用いるアラミド繊維の性質

Φ10mm丸鋼

アラミド緊張材の配置方法などを明らかにすることを目的としている。

図-2

２．実験概要アラミド緊張材緊張装置

よび写真-2に示す。反力床にフレームを固定して反力フレームとし，片端には高張力全ねじ緊張ボルト（M16）（１）試験体を介して鋼製緊張プレートを固定している。他端は鋼製

図-1に試験体形状を示す。試験体寸法は幅100mm，長緊張プレートを設置した高張力全ねじボルトに緊張用セ

さ300mm，厚さ 5mm のモルタル製であり，緊張材にはンターホールジャッキ（容量 400kN ）とセンターホール

アラミド繊維を束ねて撚りを与えた糸（以下，アラミド

荷重計（ 200kN ）を介してナット定着している。固定側緊張材）を用いた。アラミド緊張材の配置は試験体断面および緊張側鋼製緊張プレートにはφ 10mm 丸鋼をの厚さ方向の中央（純かぶり 1.65mm ）とし，試験体の10mm 間隔に並べて配置しており， 1 本のアラミド緊張

幅方向には 10mm 間隔で計 9 本配置した。

材を互い違いに丸鋼に掛けて配置し，緊張材の端部を丸鋼に結び付けて固定した。緊張の際には，全ねじボルト（２）使用材料および使用繊維のナットを締め込み，アラミド緊張材のたるみをとって

写真-1にアラミド緊張材を示す。糸径 1.7mm ，断面積から 2 台のロードセルに均等に荷重がかかるように調整

1.201mm2 であり，メーカー提示の引張耐力は 2.7kN/ 本

しながら緊張を行った。

（引張強度 2248N/mm2 ），破断伸度は 6.75% である。モ
ルタルには市販のカルシュウム・アルミネート系膨張材（４）試験体製作

をプレミックスした無収縮モルタル（プレミックス紛

アラミド緊張材緊張後，型枠を設置し，モルタルを打体）を用いた。かぶりが薄いことからモルタルの充填性設した。底版枠の型枠は表面塗装合板とし，厚さ 5mmを考慮して砂の最大粒径を 1.2mm とした。水粉体比はの合板を側枠として設置して試験体の厚さを調整した。

0.352 とした。

型枠と繊維の隙間はセメントペーストが流出しないよ
うに粘土で埋めた。試験体表面はヘラで平滑に均した（３）繊維の張力導入方法

後，ポリエチレン製フィルムを空気泡が巻き込まれない

PC 板製作に用いたアラミド緊張材緊張装置を図-2お34

ように被せて試験体厚が均一になるように仕上げた。

2

アラミド繊維を緊張材に用いた薄型 PC 板の基礎的研究

表-1
コンクリート 物性
導入時
載荷時
ヤング係数 圧縮強度 ヤング係数 圧縮強度(kN/mm2)(N/mm2)(kN/mm2)(N/mm2)

試験 体種類
M59A
M59B
M45A
M45B
M35A
M35B

19.5

59.2

20.1

67.4

16.6

44.9

18.9

57.0

16.9

35.2

-

-

試験体一覧
試験体厚さ
(mm)
※1

緊張材
配 置位置
(mm)
※2

偏心量
(mm)
※2

反 り量
(mm)
※1

5.97
5.97
5.87
5.74
5.81
5.75

3.57
3.19
3.46
3.48
-

0.59
0.21
0.53
0.61
-

1.96
1.57
2.20
5.21
-

導入材齢
(日)

曲げ
ひび 割れ
発生 荷重
(N)

曲げ耐力
(N)

354
413
335
315

982
1001
786
766

-

-

7
3
2

※ 1: 実測値※ 2: 計算値（プレストレス導入時の上縁と下縁のひずみから算出した値）
ロードセル

ジャッキ

M59

M45

M35
A

鋼製緊張
プレート

B
アラミド緊張材

図-4

ひずみゲージ設置位置（全体図）

変位計
載荷荷重

ロードセル
アラミド緊張材
5@10mm

鋼製緊張
プレート

球座

30

図-3

引張試験

120

表面

50

Y50

50

X30
150

50

75

X150

75
X75

X150S
裏面

50

変位計
45 70

30
20

図-6

150

X150R

50

図-5

試験体

5

640～660mm

70

70

45

曲げ試験

（容量200mm） 1 台で測定した。載荷方法は，平均載荷Y

速度 6.0kN/min でアラミド緊張材が破断するまで単調載

X

荷とした。

ひずみゲージ設置位置（詳細図）（２）プレストレス力導入時のモルタル強度の検討

３．実験方法

試験体製作は図-2に示す繊維緊張装置を用いて行った。アラミド緊張材をセンターホールジャッキで緊張装置を使用した引張試験での引張耐力の 67% である 21kN

（１）緊張装置を用いた繊維の引張試験
アラミド緊張材の引張耐力はメーカーによって測定さまで緊張し，ラムチェアー内の全ねじボルトに設置した

れているが，定着方法によって引張耐力が異なる。 1 本

ナットで定着して荷重を保持した。試験体製作中はアラのアラミド緊張材を鋼製緊張プレートの丸鋼に交互に掛

ミド緊張材の荷重の調整は行わず，モルタル打設までのけて緊張する緊張装置を用いてアラミド緊張材の引張耐21日間緊張力の変化を測定した。プレストレス導入が可力を測定した。引張試験に使用した試験装置を図-3に示

能なモルタル強度を確認することを目的に，モルタルのす。試験区間を640mm～660mm，試験区間のアラミド緊

強度を 3 水準として図-4に示す配置で 6 試験体製作し張材の本数が 5 本になるように折り返して配置した。鋼た。試験体は 2 列（図中 A ， B ）に分けて製作してお製緊張プレート間に油圧ジャッキを挟み込み押し広げるり， 2 つの列の間で導入ひずみが異なることが予想され方法で緊張した。試験は 3 回行った。測定項目は，緊張たため，ひずみゲージを図のような千鳥配置とした。

荷重を 2 台のロードセル（ 20kN ）で測定し，アラミドPC 板試験体の一覧を表-1に示す。モルタルの配合は緊張材の伸び量を緊張装置の中央に取り付けた変位計

すべての試験体で同じであり，プレストレス導入時の材

3

35

150

第 12 号

上面
（表面）

2000

150

引張応力(N/mm2)

三井住友建設技術開発センター報告

50
50
150

下面
（裏面）

150

1500
1000

0

50
ひずみゲージ
変位計

図-7

計測項目（載荷時）

25表-2

引張試験結果

20

1.64
1.78
1.82
1.75

0.61
0.66
0.67
0.65

引張試験結果T = T0 ( 0.908-0.041log(t) )

10

37.4
14.0
30.9
27.4

10

T=T0 (0.95-0.031log(t) )15

引張強度 緊張材一本 メーカーが ヤング係数
当たりの 示す耐力に(kN/mm2)(N/mm2) 耐力(kN)
対しての割合
1366
1482
1515
1454

5
ひずみ(%)

図-8

張力T(kN)

1
2
3
平均値

No.3

0

40

No.

No.1
No.2

500

実験値
3)
アラミドFRP提案式
近似式(実験値)

5
0
0.01

0.1

齢が 7 ， 3 ， 2 日の 3 水準となるようにモルタル打設日を変えて施工した。プレストレス導入時のモルタル強度

図-9

1
10
時間（hr）

100

1000

応力緩和曲線

2は59，45， 35N/mm である。荷重保持期間中の時間の経過に伴う緊張力の変化を測定した。 PC 板表面には図-5す。図の中のひずみは，緊張時の伸びを緊張前のアラミに示す位置にひずみゲージを設置して，プレストレス導ド緊張材固定間長で除した値である。すべての試験体で入時のモルタルひずみを測定した。試験体軸方向の中央

応力とひずみの関係は初期の引張応力度の増加が若干小（ X150 ），端部から 75mm （ X75 ），端部から 30mm

さく下に凸の形状を示している。アラミド緊張材の応力（ X30 ）の位置のひずみは導入時の軸方向のプレストレとひずみの関係は単調載荷において弾性であるが，アラス量を推定することを目的としている。裏面のX150Rは

ミド緊張材は束ねた繊維に撚りを与えているため引張力

アラミド緊張材の配置誤差などに伴う試験体の表と裏のが作用すると絞られて伸びが生じる。このような伸びをひずみの違いを測定する目的で設置した。 X150S はプレ

含めてひずみを算出したため，アラミド緊張材の応力とストレス導入方向と直交する試験体幅方向の応力の違い

ひずみの関係が下に凸を示したと考えられる。No.2はを確認することを目的としている。

No.1，No.3に比べて傾きが小さい。これは荷重の増加に伴ってアラミド緊張材の端部固定部にすべりが生じたた（３）曲げ試験めである。アラミド緊張材は鋼製緊張プレートの丸鋼で載荷方法を図-6に示す。打設面を上面（載荷面）と180°に折り返した部分で破断しており，せん断力が影響

し，等曲げ区間を 70mm とした 4 点曲げ試験とした。支したと考えられる。アラミド緊張材の平均引張強度は，点は，ローラー支点とし，試験体に均等に荷重をかけるメーカーが示す引張耐力の 65% であった。なお，ヤング

ため載荷梁上に球座を配置した。

係数は，載荷初期の繊維の絞りの影響を除去するため，引張耐力の90～ 100% における値を採用した。

載荷時の計測項目を図-7に示す。試験体の中央でたわみを 1 点，試験体の上面中央，下面中央でモルタルひず

A 列と B 列の繊維に合計 21kN （引張試験結果のみを 1 点ずつ測定した。なお，試験体の下面は，たわみ67%）の張力を与え，緊張側全ねじボルトをナットで固を測定するため，軸直角方向に 10mm ずらした箇所にひ定して持続荷重の変化を測定した結果を図-9に示す。応ずみゲージを設置した。

力緩和曲線は片対数座標においてほぼ直線で示され，式(1) で与えられる。

４．実験結果T (t ) T0 (0.908 0.041 log(t ))ここに， T(t) ：緊張後 t 時間経過した緊張力（１）アラミド緊張材の緊張

T0 ：定着荷重

アラミド緊張材の引張試験の結果を図-8，表-2に示

36

4

(1)

アラミド繊維を緊張材に用いた薄型 PC 板の基礎的研究

25

15

59B

5
0

CL

15

M45B

10
5

15

M45A
M45B
計算値

M45B
M45A

M45A
M45B
計算値

M45A

5
0
X150

50
100
150
X方向：端部からの距離(mm)

図 -11

M45B

M45A

10

0
0

M45B

20

2

M45A

導入応力(N/mm )2

導入応力(N/mm )導入応力 M59 （表裏での違い）

図 -13

導入応力 M59 （ X 方向の位置の違い）

X150R

25

20

X150R

導入応力 M45 （表裏での違い）

図 -14

導入応力 M45 （ X 方向の位置の違い）
CL

M45B

20

M59A

M59A

0.2

図 -12

M59A
M59B
M45A
M45B

0.1

M45B
0

M45A

M59B

0.3

M59A
M45B
計算値

5
0

M59A

0.4

15
10

導入時のポアソン比

0.5

25
2

M59A
X150

25

導入応力(N/mm )

5
0

50
100
150
X方向：端部からの距離(mm)

図 -10

M59A
M59B
計算値

10

59A
0

M59B

15

M59A
M59B
計算値

10

M59A , M59B

20

2

M59A , M59B

導入応力(N/mm )2

導入応力(N/mm )

20

25

CL

0

25
50
Y方向：端部からの距離(mm)

0
図 -15

導入応力（ Y 方向の位置の違い）

2

M45B

4
6
導入力(kN)

8

10

プレストレス導入時のポアソン比（ X30 に対する Y50 ）アラミド FRP 緊張材の応力緩和曲線

3)を比較して図にの関係を示す。一般的には，アラミド緊張材とモルタル追記した（図-9）。アラミド緊張材はアラミド FRP 緊張との付着が十分得られず，アラミド緊張材のプレストレ

材より若干張力低下が大きく， 400 時間経過時の緊張力

ス力をモルタルに伝達できない場合には部材軸方向のモは定着荷重の約 80% であった。なお，試験は室内温度環

ルタルひずみの増加が小さく，モルタルひずみが一定に境で行い，室内温度は 0.9 ～ 9.1 ℃（平均 6.5℃ ）であなるまでの部材端部からの距離（定着長）が長くなる。

った。

さらに，付着が得られない場合には，部材中央においてモルタルひずみが計算値に達しない。M59およびM45のモルタルひずみは，いずれも部材中央（ X150 ）で計（２）プレストレス導入
プレストレス導入前に試験体上面のシートを除去し，算値に達していないが X75 ， X150 で導入したプレスト

ひずみゲージを取り付けた。M35試験体はモルタル打設

レス力に大きな差は見られず，本試験の場合の定着長さ

後24時間であり，材齢約48時間後に乾燥収縮による軸直は30～ 75mm の間と考えられる。プレストレス導入後の角方向のひび割れが認められた。図 -10 ，図 -11 にプレ試験体を観察すると反りが認められ，図 -13 ，図 -14 にストレスを導入した際のプレストレス導入方向（軸方示すように軸方向中央断面の上面ひずみ（ X150 ）と下向）の PC 板上面ひずみと部材端部からの距離の関係，面ひずみ（X150R）に違いが認められる。表-1に示すよ

図 -12 にプレストレス導入方向と直交する試験体の幅方

うに試験体厚が 0.74 ～ 0.97mm 厚く製作され，アラミド

向の PC 板上面ひずみと部材端部（幅方向）からの距離

緊張材が製作時に下方向に偏心していることが考えられ

537

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号た。表裏の導入された応力から，緊張材の偏心量を算出
引張した結果を表-1に示す。試験体厚さは実測した値を平均

500

M59A

0
ひずみ(μ)

した値である。薄型 PC 板では，わずかに偏心するだけ
で部材の表裏に作用する応力度に大きな影響を与える。
なお，M35は軸直角方向のひび割れが生じたため，偏

0.1
-500
-1000

心量および緊張材の配置位置などの計算値の算出は行っ

圧縮
-1500

ていない。また，図 -10 および図 -11 でモルタルひずみ

110考えられるが，表裏を平均したひずみから算出した応力

収縮ひずみ（ M59A ）図 -16度は計算値に対して 3N/mm 程度小さい値であった。

500
引張

プレストレス導入時の軸方向ひずみ（ X30 ）に対する

M59B

0
ひずみ(μ)

軸直角方向ひずみ（ Y50 ）の比率を図 -15 に示す。プレストレス導入に伴うポアソン効果による変形であり，アラミド緊張材定着部に付着ひび割れが生じれば比率が大

0.1

1
X30
Y50
X150
X75
X150R

-500

-1000

きく変化すると考えられる。図より，M59およびM45は

圧縮
-1500

0.2 ～ 0.3 で比較的安定しており，付着ひび割れなどは

10

ソン比が低下したが，部材端には付着ひび割れが観察で500
引張り，本実験の試験体の場合，45N/mm2 以上であれば付着1000

収縮ひずみ（ M59B ）図 -17

きず，反りが大きいことが原因と考えられる。これよ

100

経過時間(hr)

生じていないことが分かる。 M45B は 7kN 程度よりポア

M45A

0
ひずみ(μ)

ひび割れが生じないことが確認できた。
プレストレス導入後，曲げ試験を行うまでの27日間，コンクリートの収縮によるプレストレスの減少量を測定

0.1

1

-1000

ずみを平均すれば約1000μの収縮が生じており，アラミ

圧縮
-1500

10

を算出すると 3% 程度であった。

収縮ひずみ（ M45A ）

図 -18
500
引張
0

M45B

-500 0.11

ひずみ(μ)

ここに，⊿T’：プレストレス導入から曲げ試験までの-1500

プレストレス導入張力， ε’ ：プレストレス導入直後から-2000

曲げ試験までの間のモルタルの収縮ひずみ， Ef ：アラミ

-2500

ド緊張材のヤング係数， Af ：アラミド緊張材の断面積

-3000
圧縮

なお， M45B の張力の減少量が他と比べて若干大きい
が，これは試験体の反り量が 5.21mm 発生していること

表-3

他の試験体と同様，試験体にひび割れは認められなかっ

アラミド緊張材の張力減少量

試験体種類～ 11.9 ℃（平均 5.5℃ ）であった
M59A
M59B
M45A
M45B

（３）曲げ耐力
曲げ試験時のモルタル圧縮強度および曲げ耐力を表-1

1000

収縮ひずみ（ M45B ）アラミド緊張材の応力2(N/mm )

ひずみ(μ)

た。なお，試験は室内温度環境で行い，室内温度は 0.7

100

経過時間(hr)

図 -19が原因と考えられる（表-1）。また，反りは大きいが，

10

X30
Y50
X150
X75
X150S
X150R

-1000

間のアラミド緊張材張力減少量， T’0 ：アラミド緊張材

1000

経過時間(hr)

ド緊張材のヤング係数を考慮して式 (2) で張力の減少量

(2)

100

X30
Y50
X150
X75
X150R

-500

した（図 -16 ～図 -19 ，表-3）。部材中央の上下面のひ⊿T ' T '0 ε' E f A f / T '0

1000

経過時間(hr)が計算値に対して小さい理由として反りの影響によると
2

100

X30
Y50
X150
X75
X150S
X150R

上縁

下縁

-355
-1042
-877
-1024

-756
-1243
-1135
-2690

アラミド
緊張材 導入時
配置位置
-595
-1149
-1029
-2034

811

減少量

割合(%)

-16
-31
-28
-56

2.0
3.9
3.5
6.9

に示した。 M35A ， M35B の曲げ試験時のモルタル物性を示していないのは，プレストレス導入前に，試験体 2ためである。図 -20 ，図 -21 に載荷荷重とたわみの関

体ともひび割れが発生したため曲げ試験を行わなかった係，図 -22 ，図 -23 に載荷荷重とひずみの関係を示す。

38

6

アラミド繊維を緊張材に用いた薄型 PC 板の基礎的研究1200る。モルタルの応力とひずみの関係は，圧縮試験によっ1000て測定した結果を用いた。アラミド緊張材は，引張試験

800
荷重(N)

計算値は，ファイバーモデルによって算出した値であによって最大荷重付近で得られたヤング係数（ 27.4
kN/mm2 ）を有する弾性体とした。各試験体のプレスト

600

軸方向のひび割れ発生
667.9N

400

M59A
M59B
計算値

0

少を考慮し， 8.5kN とした。

0

いずれの試験体も荷重が 300 ～ 400N で曲げひび割れが等曲げスパン内に発生した。この値はおおむね計算値

5

いて軸方向のひび割れが繊維に沿って発生した。軸方向

1000

ひび割れが生じた後も荷重は低下せず計算値より大きく

800
荷重(N)

と一致している。M59は約 700N ，M45は約 500N におなる傾向を示した。計算値では圧縮縁モルタルひずみが終局ひずみに達しているが，試験体が箔肉部材であるこ
倍程度のひずみが生じたと考えられる。試験体は軸方向

0

M45B

M45A
M45B
計算値

軸方向のひび割れ発生
501.2N0

た。M59では載荷荷重が 990N （計算値の約 1.4 倍，

25M45計算値400が考えられ，終局ひずみの 3

20

M45A

軸方向のひび割れ発生
501.2N

600

200のひび割れが生じても耐力は低下せず載荷荷重は増加し

1015
変位(mm)

荷重－変位曲線（ M59 ）

図 -20
1200

とから，寸法効果の影響

M59A
M59計算値

200

レス力は，載荷試験までのモルタルの収縮による張力減

4)

軸方向のひび割れ発生
756.2N
M59B

5

図 -21

M45では 602N （計算値の 1.3 倍）で試験体上縁が圧縮

1015
変位(mm)

2025

荷重－変位曲線（ M45 ）
1200

M59

破壊した。

B-上面

1000

計算値

５．まとめ

A-上面
A-下面
B-上面
B-下面
計算値

本研究で，アラミド緊張材を用いた試験体厚さ 5mmの PC 板のプレストレス導入および曲げ耐力を検討し，圧縮

アラミド緊張材を用い厚さ約 5mm の PC 板に平

引張

A-上面

1000
800

B-上面

アラミド緊張材の応力緩和曲線は，アラミド FRP

A-上面
A-下面
B-上面
B-下面
計算値

緊張材の値より若干大きく，式 (1) で示される。
厚さ 5mm の PC 板では，緊張材のわずかな配置
誤差が部材の表裏に作用する応力度を大きく変え，

圧縮

超薄型 PC 板は計算値以上の変形性能と曲げ耐力

図 -23

400
B-上面

-15000 -12500 -10000 -7500 -5000 -2500

反りの原因となる。

600

A-下面

計算値

0

荷重(N)

る。

④

0
2500

1200

は，モルタルの圧縮強度は 45N/mm 以上必要であ③0荷重－モルタルひずみ曲線（ M59 ）

M45

2

②

400

ひずみ(μ)

図 -22

均圧縮応力度 15N/mm2 のプレストレスを導入するに600

A-下面 200-15000 -12500 -10000 -7500 -5000 -2500

以下の結果が得られた。
①

A-上面

荷重(N)

800
B-下面

200

0
2500

ひずみ(μ)

引張

荷重－モルタルひずみ曲線（ M45 ）

を有する。
参考文献
1)

2)

池田博之，水口和之，浅井洋，平喜彦： U 型コア断3)

浅井洋，中井裕司，迎邦博，水谷淳：アラミド製面を有するプレキャストセグメント橋の構造特性，

FRP ロッドの応力緩和特性，土木学会第構造工学論文集， Vol.48A ， pp.1203-1210 ，2003

学術講演会， pp230-231 ， 5-107 ，1991
4)

出頭圭三，小林一輔：連続繊維強化セメント系複合

45回年次

土井至朗，川又篤，唐沢智之：超高強度繊維補強モ

板の曲げ特性，土木学会第42回年次学術講演会，

ルタルの曲げ特性における寸法効果，コンクリート

pp298-299 ， 5-130 ，1987

工学年次論文集， pp395-400 ， Vol.28 ，No.1，2006

739

乾燥を受ける早強コンクリートのひび割れ抵抗性に影響を与える配合要因に関する検討

乾燥を受ける早強コンクリートのひび割れ抵抗性に影響を与える
配合要因に関する検討
Influence of Composition on Cracking Resistance of Early-Strength Concrete in Drying Condition
佐々木亘

WATARU

SASAKI谷口秀明

HIDEAKITANIGUCHI樋口正典

MASANORIHIGUCHIPC 上部工で用いられる設計基準強度 40 N/mm2 程度の早強コンクリートのひび割れ抵抗性に影響を与える配合要因について検討するために，粗骨材量または細骨材量を変化させたコンクリートを用いて，水中および気中養生下における圧縮強度，静弾性係数，割裂引張強度，鉄筋拘束による収縮応力，ならびに自己収縮ひずみ
および乾燥収縮ひずみを測定した。その結果，1）圧縮強度およびひび割れ発生材齢には粗骨材量の影響が大きい。2）静弾性係数，自己収縮ひずみ，乾燥収縮ひずみおよび鉄筋拘束試験におけるひび割れ発生応力には単位
ペースト絶対容積の影響が大きい。3）収縮によるひび割れに対する抵抗性を高めるためには単位ペースト絶対容積を小さくするのが効果的であることなどが分かった。
キーワード：ひび割れ抵抗性，収縮応力試験，単位粗骨材絶対容積，単位ペースト絶対容積

This paper is meant as study of the influence of composition on cracking resistance of early-strength
concrete for PC members and describes the examination results of compressive strength, Young’s modulus,
split tensile strength, shrinkage stress, autogenous shrinkage and drying shrinkage of early-strength concrete,
where varing quantity of unit coarse or fine aggregate as parameters. The design strength of this concrete
was about 40 N/mm2 for PC superstructures. As a result, the followings were obtained; 1) The content ofcoarse aggregate has significant influence on compressive strength and cracking age in restraint test withreinforcement. 2) The volume content of cement paste has significant influence on Young’s modulus,
autogenous shrinkage, drying shrinkage and cracking stress in restraint test with reinforcement. 3) It iseffective to make the volume of cement paste small to improve the resistance for shrinkage crack.
Key Words: Cracking Resistance, Shrinkage Stress Test, Absolute Volume of Unit Coarse Aggregate,
Absolute Volume of Unit Cement Paste

１．はじめにる。したがって，このようなコンクリートの多様な配合変化に起因するひび割れ抵抗性の変動を把握することは，

コンクリート構造物を長期的に供用するためには，ひび割れの発生を抑制し，発生後にはその幅を制御するこコンクリート構造物の高耐久化に資するものとして重要であると考えられる。

とが重要である。最近では，天然骨材の品質低下に起因

本稿では，基礎的な検討として，PC 上部工で用いられするコンクリートの収縮ひずみの増加とそれに伴うひびる設計基準強度 40 N/mm2 程度の早強コンクリートのひ割れの発生が問題となり，学協会においてさまざまな議

び割れ抵抗性に与える骨材量などの配合要因の影響につ

1)。一方，コンクリート構造物の高耐久化

いて把握することを目的とし，水セメント比一定の条件を目的として，材料としてのコンクリートにもさまざま

で粗骨材量または細骨材量を変化させたコンクリートをな性能が要求され，例えば高流動コンクリートや短繊維作製し，鉄筋拘束による収縮応力，自己収縮ひずみ，乾補強コンクリートのように，多様な材料や配合のコンク燥収縮ひずみ，圧縮強度，静弾性係数および割裂引張強リートが従来にも増して使用されるようになってきてい度の測定を行った。

論がなされた41

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

表-1
材料
水
セメント

使用材料

種類，物性など

記号
W

水道水
3

2

早強ポルトランドセメント（密度 3.13 g/cm ，比表面積 4610 cm /g)

C

3

細骨材
粗骨材
混和剤

山砂（表乾密度 2.62 g/cm ，吸水率 1.90%）と砕砂（硬質砂岩，表乾密度 2.61
g/cm3，吸水率 1.68%）を容積割合 4:6 で混合
砕石 2005（硬質砂岩，密度 2.64 g/cm3，吸水率 0.96%）

G

高性能 AE 減水剤（ポリカルボン酸エーテル系化合物）

SP

AE 剤（変性ロジン酸化合物系陰イオン界面活性剤）

AE

表-2
水セメ

モルタル

ント比

細骨材

W/C

容積比

(%)

s/mor

H40

40

0.453

G300

40

G200
G0
G0-2

記号

S

細骨材率

コンクリートの配合
単位

単位

単位量 （kg/m3）

ペースト

粗骨材

SP

絶対容積

絶対容積

(C×%)

(m3/m3)(m3/m3)

43.0

0.297

0.453

51.4

40

0.454

40

0.453

40

0.552

s/a

W

C

S

G

0.375

165

413

740

990

0.7

0.338

0.300

188

470

828

792

0.6

64.5

0.392

0.200

218

545

949

528

0.6

100

0.502

0.000

279

698

1185

0

0.6

100

0.403

0.000

224

560

1443

0

0.6

(%)

ースト絶対容積を G200 と同程度としたものである。高性能 AE 減水剤の使用量は流動性に応じて調整などは行

２．実験概要

わずほぼ一定とし，AE 剤については空気量の目標値を4.5±0.5%として，その使用量を調整した。

（１）コンクリートの条件
コンクリートの使用材料を表-1，配合を表-2 に示す。
以下，各配合については，表-2 に記載した記号で呼ぶ。

（２）測定項目および方法

また，各材料の単位量を記号で表す場合は，表-1 の記ａ）圧縮強度および静弾性係数号を用いて質量を大文字，容積を小文字で表す。

圧縮強度はφ100×200 mm の円柱供試体を使用し，JIS

2

コンクリートの配合は設計基準強度 40 N/mm 程度のA 1108「コンクリートの圧縮試験方法」に準じて測定を

PC 上部工で用いられるコンクリートを想定し，水セメン

行った。養生方法は標準水中養生および後述する鉄筋拘ト比は 40%とした。使用したセメントは早強ポルトラン

束試験と同様の養生（以下，鉄筋拘束同一養生と呼ぶ）

ドセメントである。細骨材には山砂と砕砂を容積比率 4:6とした。鉄筋拘束同一養生は打込み直後から材齢 7 日まで混合したものを，粗骨材には砕石 2005 を使用した。一で封かん養生とし，材齢 7 日以降は温度 20℃湿度 60%の般のコンクリートを想定した基本配合である H40 の単位

恒温恒湿室に存置した。測定は材齢 7 日，28 日，91 日で

3

3

3

水量は 165 kg/m ，単位粗骨材絶対容積は 0.375 m /m で行った。また，コンプレッソメータを用いて，圧縮強度ある。G300，G200 および G0 は，H40 に対してモルタルと同時に静弾性係数の測定も行った。静弾性係数の測定

細骨材容積比（s/mor, mor = w+c+s）を一定とし，単位粗は JIS A 1149「コンクリートの静弾性係数試験方法」に

骨材絶対容積を変化させた。G300，G200 および G0 の単準じて行った。

3

3

3

3

位粗骨材絶対容積は，それぞれ，0.300 m /m ，0.200 m /m ，
3

30.000 m /m である。G300 は高流動コンクリート，G200ｂ）割裂引張強度
割裂引張強度はφ100×200 mm の円柱供試体を使用し，は短繊維補強コンクリートで想定されうる単位粗骨材絶JIS A 1113「コンクリートの割裂引張強度試験方法」に準対容積としている。G0-2 は G0 と同様に単位粗骨材絶対じて測定を行った。養生方法は標準水中養生および鉄筋

容積が 0.000 m3/m3 のモルタル配合であるが，細骨材量の拘束同一養生である。測定材齢は標準水中養生では 7 日，

影響を検討するため s/mor を 0.1 程度増加させ，単位ペ

28 日，91 日，鉄筋拘束同一養生では 7 日，14 日，28 日，

42乾燥を受ける早強コンクリートのひび割れ抵抗性に影響を与える配合要因に関する検討

91 日とした。

90ｃ）鉄筋拘束試験による収縮応力
筋拘束試験は JCI「コンクリートの自己収縮応力測定方法」2)を参考に，打込み直後から材齢 7 日まではポリエ
ステルフィルムにより封かん状態，材齢 7 日で脱型した後は温度 20℃湿度 60%の恒温恒湿室に存置し，6 面乾燥

780
圧縮強度 (N/mm2)

鉄筋拘束試験を実施し，収縮応力の測定を行った。鉄

材齢(日)
28

91

70
60
50

状態で測定を行った。供試体は 100×100×1500 mm であ40

り，断面中央に鉄筋の長さ方向の中心 300 mm の範囲で30

節を取り除きコンクリートとの付着を切った D32 鉄筋を養生条件
塗潰し：標準水中
白抜き：鉄筋拘束同一
0

0.1

0.2

0.3

0.4

単位粗骨材絶対容積 (m3/m3)

設置し，鉄筋中央部のひずみからコンクリートに生じる応力を算定した。供試体数は 2 体とした。

図-1単位粗骨材絶対容積と圧縮強度の関係

ｄ）収縮ひずみ90

収縮ひずみについては，自己収縮ひずみ，乾燥収縮ひずみおよび鉄筋拘束同一養生における自由収縮ひずみの自己収縮ひずみの測定は，JCI「高流動コンクリートの自己収縮試験方法」3)に準じて行った。100×100×400 mmの角柱供試体を使用し，供試体中央に設置した埋込みひ80
圧縮強度 (N/mm2)測定を行った。

G0-2

70
60
50

標準水中養生リエステルフィルムにより封かん状態とし，材齢 1 日で

40

材齢(日)

脱型した後はアルミ箔テープにより封かん状態とした。

30

ずみ計により測定を行った。供試体は打込み直後よりポまた，供試体は温度 20℃湿度 60%の恒温恒湿室に存置

0

7

28

0.1

0.2

G0

91
0.3

0.4

0.5

0.6

単位ペースト絶対容積 (m3/m3)-6

し，コンクリートの線膨張係数を 10×10 /℃として温度ひずみの補正を行った。

G200

図-2

単位ペースト絶対容積と圧縮強度の関係

乾燥収縮ひずみの測定は 100×100×400 mm の角柱供試体を使用し，JIS A 1129-2「モルタル及びコンクリート

粗骨材絶対容積を 0.375 m3/m3 に増加させると，圧縮強度の長さ変化測定方法－第 2 部：コンタクトゲージ方法」

が増加に転じている。

および付属書 A「モルタル及びコンクリートの乾燥による自由収縮ひずみ測定方法」に準じて行った。

圧縮強度が材齢 7 日まで封かん養生，材齢 7 日以降気中養生である鉄筋拘束同一養生での圧縮強度は，全体的鉄筋拘束同一養生における自由収縮ひずみの測定は，な傾向は標準水中養生と同様であるが，いずれの材齢に100×100×400 mm の角柱供試体を使用し，供試体中央

おいても標準水中養生より小さく，特に，材齢 28 日以降に設置した埋込みひずみ計により行った。鉄筋拘束試験の強度増進が認められない。

と同様に打込み直後よりポリエステルフィルムにより封図-2 は単位ペースト絶対容積と圧縮強度の関係を示

かん状態とし，材齢 7 日で脱型した後は温度 20℃湿度したものである。図中の各プロットを結ぶ線は，表-2 に60%の恒温恒湿室内に存置し，6 面乾燥状態とした。

示した配合順にプロットを結んだものである。養生方法

収縮ひずみの測定では，いずれの試験も供試体数は 2体とした。

によって傾向に差異は見られなかったため，この図では標準水中養生のみ示している。G0 に対して G0-2 の圧縮強度は低下しておらず，単位ペースト絶対容積が同程度

３．実験結果および考察である G200 と G0 の比較から，圧縮強度の低下は粗骨材量の増加によって生じていることが推察される。

（１）圧縮強度
図-1 に単位粗骨材絶対容積と圧縮強度の関係を示す。

（２）静弾性係数

図中のいずれの条件でも，単位粗骨材絶対容積が 0.300

単位粗骨材絶対容積と静弾性係数の関係を図-3，単位

m3/m3 以下の範囲では単位粗骨材絶対容積が大きくなる

ペースト絶対容積と静弾性係数の関係を図-4 に示す。図と圧縮強度は小さくなる傾向がみられた。しかし，単位-3 より，単位粗骨材絶対容積が大きいほど静弾性係数も43

静弾性係数 (kN/mm2)

40
38
36
34
32
30
28
26
24
22
20

材齢(日)
7

28

91

養生条件
塗潰し：標準水中
白抜き：鉄筋拘束同一
0

0.1

0.2

0.3

静弾性係数 (kN/mm2)

第 12 号

三井住友建設技術開発センター報告

0.4

40
38
36
34
32
30
28
26
24
22
20

材齢(日)
7

単位粗骨材絶対容積と静弾性係数の関係

91

養生条件
塗潰し：標準水中
白抜き：鉄筋拘束同一0

図-4は単位ペースト絶対容積が 0.338 m3/m3（配合 G300）で極小値をとる場合も見られるが，全体的な傾向としては，単位ペースト絶対容積が小さくなるほど静弾性係数は大きくなる傾向にある。単位ペースト絶対容積 0.400 m3/m3
付近にプロットされる G200 と G0-2 の結果に大差がなく，静弾性係数に影響を与える要因としては単位ペースト絶

材齢(日)
7

絶対容積や単位ペースト絶対容積が割裂引張強度に与える影響について，明確な傾向は見出せなかった。標準水
中養生と鉄筋拘束同一養生の比較についても，鉄筋拘束
同一養生は標準水中養生に比べて割裂引張強度が小さい
傾向はみられるものの，圧縮強度や静弾性係数のように

0

図-5

28

91

0.1

0.2

0.3

0.4

単位粗骨材絶対容積と割裂引張強度の関係

6

材齢(日)
7

28

91

5
4
3
2

明確な低下傾向は見られなかった。さらに，割裂引張強養生条件
塗潰し：標準水中
白抜き：鉄筋拘束同一
0

0.2

0.4

0.6

単位ペースト絶対容積 (m3/m3)

度は，鉄筋拘束同一養生だけでなく，標準水中養生であっても，必ずしも材齢の経過に伴って強度の増進がみら

0.6

単位粗骨材絶対容積 (m3/m3)

割裂引張強度 (N/mm2)

す。圧縮強度や静弾性係数の場合と異なり，単位粗骨材

0.5

養生条件
塗潰し：標準水中
白抜き：鉄筋拘束同一32（３）割裂引張強度
位ペースト絶対容積と割裂引張強度の関係を図-6 に示

0.4

4

材では，粒径の違いが静弾性係数に与える影響の度合い

単位粗骨材絶対容積と割裂引張強度の関係を図-5，単0.3

5対容積が支配的であった．すなわち，本実験で用いた骨に，差異はほとんど見られなかった。

0.2

単位ペースト絶対容積と静弾性係数の関係

6
割裂引張強度 (N/mm2)数の差異は比較的大きい。図-4 によれば，条件によって0.1

単位ペースト絶対容積 (m3/m3)

大きくなっているが，単位粗骨材絶対容積 0.000 m3/m3の 2 つのモルタル配合に着目すると，これらの静弾性係

G0-2

28

単位粗骨材絶対容積 (m3/m3)
図-3

G200

図-6

単位ペースト絶対容積と割裂引張強度の関係れないことが分かる。
が小さくなるほど収縮ひずみも小さくなっており，単位（４）収縮ひずみ

ペースト絶対容積 0.400 m3/m3 付近にプロットされる単位粗骨材絶対容積と各種収縮ひずみの関係を図-7，G200 と G0-2 の結果に大差がないことから，収縮ひずみ

単位ペースト絶対容積と各種収縮ひずみまたは乾燥収縮に対しては静弾性係数の場合と同様に単位ペースト絶対ひずみの関係を図-8 に示す。図-7 よりいずれの収縮ひず

容積の影響が支配的であり，細骨材と粗骨材の違いが収みも単位粗骨材絶対容積が大きくなるほど小さくなるこ

縮ひずみに与える影響の度合いに差異はほとんど見られとが分かる。しかし，図-8 では，単位ペースト絶対容積ないことが分かった。

44

乾燥を受ける早強コンクリートのひび割れ抵抗性に影響を与える配合要因に関する検討

乾燥収縮 乾燥182日
自己収縮 材齢7日
自己収縮 材齢182日
鉄筋拘束同一 材齢7日
鉄筋拘束同一 材齢182日

1,200
1,000

1,400
収縮ひずみ (×10-6)収縮ひずみ (×10-6)

1,400

800
600
400
200
0

0

0.1

0.2

0.3

1,200
1,000
800
600

0

0

0.1

0.2

0.3

0.4

0.5

0.6

単位ペースト絶対容積 (m3/m3)
図-8単位ペースト絶対容積と収縮ひずみの関係

鉄筋拘束試験におけるひび割れ発生材齢およびひび割れ発生応力
ひび割れ発生材齢

ひび割れ発生応力

割裂引張強度（日）(N/mm2)(N/mm2)

H40

18.7

3.51

3.98

0.88

G300

16.2

2.59

4.13

0.63

G200

13.0

2.43

4.12

0.59

配合

G0-2

200

0.4

単位粗骨材絶対容積と収縮ひずみの関係

表-3

G200

400

単位粗骨材絶対容積 (m3/m3)
図-7

乾燥収縮 乾燥182日
自己収縮 材齢7日
自己収縮 材齢182日
鉄筋拘束同一 材齢7日
鉄筋拘束同一 材齢182日

応力強度比

G0

8.3

1.98

3.84

0.52

G0-2

8.5

2.21

3.82

0.58

鉄筋拘束同一養生の収縮ひずみに関して，材齢 7 日まひずみである，200×10-6 程度の差は生じていない。材齢では封かん状態としているため，自己収縮ひずみを測定

7 日での乾燥開始までの養生が，乾燥収縮試験では標準していることになるが，図-7 および図-8 より，材齢 7

水中養生であるのに対して鉄筋同一養生では封かん養生

日の自己収縮ひずみと鉄筋拘束同一養生の収縮ひずみをであるため，乾燥収縮試験の供試体のほうが乾燥開始時比較すると，鉄筋拘束同一養生の収縮ひずみのほうが 50に湿潤状態にあるものと考えられる。したがって，乾燥-6×10 程度大きい。自己収縮試験では材齢 1 日で脱型し，収縮試験の供試体のほうが，乾燥環境に置かれてから逸アルミ箔テープによる封かん養生を実施しているが，鉄散しうる水の量が多く，材齢 7 日以降では，乾燥収縮試

筋拘束同一養生では材齢 7 日まで脱型をせず，ポリエス

験での収縮ひずみのほうが大きくなったため，乾燥 182

テルフィルムによる封かん養生としており，このような日の乾燥収縮ひずみと材齢 182 日の鉄筋拘束同一養生の封かん養生の違いが，計測された収縮ひずみの差異を生収縮ひずみの差が小さくなったものと推察される。また，

じさせたものと考えられる。

乾燥収縮試験ではコンタクトゲージ法によって表面のひ一方，鉄筋拘束同一養生における材齢 7 日以降は乾燥ずみを測定しているが，鉄筋拘束同一養生による収縮ひ収縮ひずみの測定と同条件である。したがって，材齢 7

ずみは埋め込みゲージで測定している。乾燥は供試体表

日以降の鉄筋拘束同一養生による収縮ひずみは，材齢 7

面から進行するため，このような測定方法の違いが収縮日までの自己収縮ひずみと乾燥収縮ひずみを足し合わせ

ひずみの測定値に影響している可能性も考えられる。

たものになると考えられる。すなわち，乾燥期間が同程度である乾燥収縮ひずみと鉄筋拘束同一養生による収縮（５）鉄筋拘束試験による収縮応力

ひずみを比較すると，材齢 7 日までの自己収縮ひずみの鉄筋拘束試験では，材齢 7 日で脱型し乾燥環境下に置分だけ，鉄筋拘束同一養生による収縮ひずみが大きくないた後，すべての供試体でひび割れが発生した。表-3 にると考えられる。しかし，図-7 および図-8 より，乾燥

ひび割れ発生時の材齢とそのときの鉄筋ひずみから算出

182 日の乾燥収縮ひずみと材齢 182 日の鉄筋拘束同一養したコンクリートに生じた引張応力（ひび割れ発生応力

生の収縮ひずみを比較すると，材齢 7 日までの自己収縮と称す）を示す。また，表-3 には，各配合におけるひび

45

図-9

0

0.1

0.2

0.3

0.4

4.0

1.2

3.5

1.0

3.0

0.8

2.5
2.0

0.6

1.5

0.4

1.0

ひび割れ発生応力

0.5
0.0

0.2

応力強度比
0

0.2

0.4

応力強度比

20
18
16
14
12
10
8
6
4
2
0

第 12 号

ひび割れ発生応力 (N/mm2)

ひび割れ発生材齢 (日)三井住友建設技術開発センター報告

0.6

0.0

単位粗骨材絶対容積 (m3/m3)

単位ペースト絶対容積 (m3/m3)

単位粗骨材絶対容積とひび割れ発生材齢の関係

図-10 単位ペースト絶対容積とひび割れ発生応力および応力強度比との関係

割れ発生材齢に近い材齢で測定された，鉄筋拘束同一養生での割裂引張強度，ならびに，ひび割れ発生応力と割裂引張強度の比（応力強度比と称す）も併せて示してい４．まとめる。なお，表-3 に併記した鉄筋拘束同一養生での割裂引
張強度の測定材齢は，H40，G300 および G200 が 14 日，
G0 および G0-2 は 7 日である。

水セメント比 40%一定の条件で粗骨材量または細骨材
量を変化させたコンクリートを作製し，鉄筋拘束による

図-9 は単位粗骨材絶対容積とひび割れ発生材齢の関収縮応力，自己収縮ひずみ，乾燥収縮ひずみ，圧縮強度，係を示している。単位粗骨材絶対容積を減じるとひび割

静弾性係数および割裂引張強度の測定を行った結果，以れ発生材齢は直線的に小さくなった。単位粗骨材絶対容下の知見を得た。

33

積 0.000 m /m にプロットされている G0 および G0-2 の①

圧縮強度および鉄筋拘束試験におけるひび割れ発

ひび割れ発生材齢にほとんど差異がないことから，ひび

生材齢は粗骨材量の影響が支配的であり，単位粗骨

割れ発生材齢に与える単位ペースト絶対容積の影響は小材絶対容積が 0～0.300 m3/m3 の範囲では粗骨材量をさく，単位粗骨材絶対容積の影響が支配的であることが増加させると圧縮強度は低下する傾向にあるが，粗分かった。

骨材量が大きくなるとひび割れ発生材齢も大きくなる。

図-10 は単位ペースト絶対容積とひび割れ発生応力および応力強度比との関係を示したものである。ひび割れ②

発生材齢の場合と異なり，単位ペースト絶対容積 0.4003静弾性係数，自己収縮ひずみ，乾燥収縮ひずみお
よび鉄筋拘束試験におけるひび割れ発生応力は単位

3m /m 付近にプロットされている G200 および G0-2 のひ

ペースト絶対容積の影響が支配的であり，細骨材とび割れ発生応力ならびに応力強度比の差異が小さく，単粗骨材の違いが与える影響は小さい。単位ペースト

位ペースト絶対容積が小さくなるに従って，ひび割れ発

絶対容積を減じると自己収縮および乾燥収縮ひずみ

生応力および応力強度比は増加している。したがって，は小さくなり，静弾性係数およびひび割れ発生応力

ひび割れ発生応力および応力強度比に対しては細骨材とならびに応力強度比は大きくなる。

粗骨材の違いが与える影響は小さく，単位ペースト絶対③

容積の影響が支配的であるといえる。

収縮によるひび割れに対する抵抗性を高めるためには，単位ペースト絶対容積を小さくすることが効

また，ひび割れ発生応力と応力強度比が単位ペースト

果的であり，粗骨材量を多くするとひび割れ発生材

容積の変化に対して同様の挙動を示しているが，これは齢が大きくなる。

表-3 に示した通り，ひび割れ発生時の割裂引張強度は配合による差異が小さいためである。したがって，単位ペ

参考文献

ースト絶対容積を小さくすることで，割裂引張強度は大1)収縮問題とその対応－委員会報告，2010. 3

きく変化はしないがひび割れ抵抗性を高めることができる。水セメント比が一定の条件下で単位ペースト絶対容2)

日本コンクリート工学協会：コンクリートの自己収縮研究委員会報告書，2002. 9

積を小さくすることは，すなわち単位水量を小さくすることを意味する。

例えば，日本コンクリート工学会：コンクリートの3)

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），1994. 5

46

人工軽量細骨材を用いた高強度コンクリートの力学的性質と体積変化（2 行(9pt 行)空け）

人工軽量細骨材を用いた高強度コンクリートの力学的性質と体積変化（1 行(9pt 行)空け）

Mechanical Property and Volume Change of High-Strength Concrete
Using Artificial Lightweight Fine Aggregate（1 行(9pt 行)空け）
谷口

秀明

佐々木

亘

樋口

正典

HIDEAKI TANIGUCHIWATARU

SASAKI

MASANORI HIGUCHI（1 行(9pt 行)空け：執筆者が 2 名以下の場合 3 行空け）
本論文では，人工軽量細骨材を用いた高強度コンクリートの圧縮強度，ヤング係数，割裂引張強度試験によるひび割れ発生強度，自己収縮および乾燥収縮の試験結果について報告するものである。人工軽量細骨材の置換率（全細骨材に占める人工軽量細骨材の容積比率）は，0，25，50 および 100％とした。
試験の結果，次のことが明らかになった。1) 人工軽量細骨材の置換率が高くなると，コンクリートの強度やヤング係数は低下するが，封緘養生を行ったコンクリートの圧縮強度は，同じ配合であれば，標準水中養生を行ったものと同程度になる傾向がある。2)人工軽量細骨材を用いた自己収縮および初期の乾燥収縮は，普通細骨材を使用したものよりも小さくなるが，長期的な乾燥収縮はそれと同様か大きくなる。
キーワード：人工軽量細骨材，高強度コンクリート，強度，収縮This report describes the test results on compressive strength, Young's modulus, cracking strength by
the tests for splitting tensile strength, autogeneous shrinkage and drying shrinkage of high-strength
concrete containing artificial lightweight fine aggregate(ALFA). The percentage of replacement ratio(sl/s) of the ALFA to fine aggregate was set to 0, 25, 50 and 100%.
As a result of the tests, the followings were obtained; 1)As sl/s increases, the strength and Young's
modulus of concrete decrease, but the compressive strength of concrete with sealing curing tends to be
more equal to that of concrete with standard curing than that of concrete using normal aggregate. 2) The
autogeneous shrinkage and initial drying shrinkage of ALFA concrete is smaller than comparing with thatof concrete using normal fine aggregate, but long-term drying shrinkage becomes equal or larger.
Key Words: Artificial Lightweight Fine Aggregate, High-Strength Concrete, Strength, Shrinkage

１．はじめには，PC 部材に使用する比較的高い強度域のコンクリー
トに対しても，膨張材，収縮低減剤あるいは収縮低減剤

高強度コンクリートは高い強度と耐久性を有するため，プレストレストコンクリート（PC）橋への適用にの成分を含む高性能 AE 減水剤等の収縮低減材料が使用することが増えている。

より新構造形式の採用や供用年数の延長などを可能にし一方，人工軽量骨材は，その言葉どおり，コンクリ

得る。しかし，水結合材比の低下に伴い，自己収縮が大ートの軽量化を図る目的で開発・普及した骨材であるが，きくなることが一般に知られている。また，コンクリー

内部に十分に含水した人工軽量粗骨材は，内部養生効果

トの乾燥収縮は，使用する普通骨材によって大きく異なによりコンクリートの自己収縮を低減できることが明らで明らかになっているが，著者

かになりつつある 4),5)。たとえば，筆者らの一部 5)は，らは，セメントおよび水セメント比が同一であっても，

図-1 に示すように，水粉体比が 31.3％の人工軽量粗骨

使用する骨材が異なると，自己収縮も相当に大きくなる材を用いた高流動軽量コンクリートの自己・乾燥収縮ひることが多くの研究1),2)場合があることを把握している

2),3)。このため，最近でずみを測定した結果，膨張材（図中の E：使用量）およ47

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号○：高流動軽量コンクリート
3

使用材料

表-2

配合条件

（ E=0kg/m ， RS=0kg/m ）□：低収縮高流動軽量コンクリート
33（ E=20kg/m ， RS=9kg/m ）白：気中養生，黒：封かん養生

400
自由ひずみ （ × 10 )

表-1

3

-6

200
0
-200
-400
-600
-800
-1000
0

30

60

90

120 150 180 210 240 270
材齢（日）

図-1

人工軽量粗骨材を用いた高流動軽量コンク
リートの収縮ひずみ 5)び収縮低減剤（図中の RS：使用量）の有無によらず，封かん養生では膨張ひずみを生じた状態で持続することを確認した。これは，人工軽量粗骨材の内部に含まれる水がセメントマトリックスに放出することで相対湿度の低下を抑制し，また，初期水和に必要な量を十分に上回る水量を供給することにより，自己収縮ひずみを低減させる働きに起因することを示すものである。事前に十分に含水させた人工軽量粗骨材を用いたコンクリートは，自己収縮の低減を目的に，膨張材や収縮低減剤を使用する必要性はほとんどない。しかし，膨張材や収縮低減剤
を使用しない高流動軽量コンクリートの乾燥環境下における収縮ひずみは，材齢 270 日で-900×10-6 に達するため，図-1 に示すように膨張材と収縮低減剤を併用すれば，使用しない場合に比べて 1/3 程度に低減できる。
膨張材や収縮低減剤を使用せず，十分に含水した人
工軽量骨材の内部養生による収縮低減効果に期待し，細骨材の一部もしくは全部を軽量細骨材で置換したコンク
リートの開発を行った。本論文では，PC 部材用高強度
コンクリートを対象とし，軽量細骨材の置換率が，コンクリート（配合 H40 シリーズと呼ぶ）と，厚さが薄い

クリートの力学的性質や体積変化に及ぼす影響を確認しプレキャスト PC 部材への適用を想定した，設計基準強た。具体的には，力学的性質として圧縮強度，ヤング係

度が 80～100N/mm2 程度の高強度繊維補強コンクリート

数および割裂引張強度試験で求めたひび割れ発生強度を，（配合 HSF22 シリーズと呼ぶ）の 2 種類である。表-1

体積変化として自己収縮および乾燥収縮の結果を論文中

中の記号の添え字 1，添え字 2 の材料は，それぞれ，配に示した。

合 H40 シリーズ，配合 HSF22 シリーズに使用した。セメントには，いずれも早強ポルトランドセメントを使用し，配合 HSF22 シリーズではシリカフュームをセメン

２．実験概要トの 10％を置換して使用した。また，配合 HSF22 シリーズで使用した短繊維は，その混入率が 0.5％でも十分（１）コンクリート条件
コンクリートの使用材料を表-1，配合条件を表-2 にに補強効果を発揮できる，微細で，かつ高い引張強度を示す。本研究での評価対象は，PC 橋上部構造の現場打有する鋼繊維である 6)。使用した人工軽量細骨材（以下，2

ちで多用される，設計基準強度が 40N/mm 程度のコン

48

軽量細骨材）は，膨張性頁岩を主原料とする市販品で，人工軽量細骨材を用いた高強度コンクリートの力学的性質と体積変化

1.6

1.6
軽量細骨材の置換率0%の圧縮強度を基
準とした比

1.4

1.2

ヤング係数比

圧縮強度比

1.2
1.0
0.8

H40-7日H40-28日
H40-91日
HSF22-7日
HSF22-28日
HSF22-91日

0.6
0.4
0.2
0.0

軽量細骨材の置換率0%のヤング係数を基準とした比

1.4

0

20

40

1.0
0.8

H40-7日H40-28日
H40-91日
HSF22-7日
HSF22-28日
HSF22-91日

0.6
0.4
0.2

60

80

0.0

100

0

軽量細骨材の置換率 (%)20(a)圧縮強度比

80

100

1.6
軽量細骨材の置換率0%のひび割れ発生
強度を基準とした比

1.2
1.0
0.8
0.6

H40-7日0.4

H40-28日

0.2

H40-91日
0

20

40

グレーの線は，各置換率における3材齢の試験値の平均値を結んだもの
60

80

軽量細骨材の置換率0%のひび割れ発生
強度を基準とした比

1.4

100

ひび割れ発生強度比

1.4

ひび割れ発生強度比60(b)ヤング係数比

1.6

0.0

40

軽量細骨材の置換率 (%)

1.2
1.0
0.8
0.6
HSF22-7日

0.4
0.2
0.0

グレーの線は，各置換率

HSF22-28日 における3材齢の試験値の平均値を結んだもの
HSF22-91日
0

20

40

60

80

100

軽量細骨材の置換率 (%)

軽量細骨材の置換率 (%)(c)ひび割れ発生強度比
図-2

圧縮強度比，ヤング係数比およびひび割れ発生強度比と軽量細骨材の置換率の関係（標準水中養生を行った場合）60積比率）を，0，25，50 および 100％とした。なお，本論文中で単に置換率と表記した場合には，この軽量細骨材の置換率を指す。
（２）コンクリートの品質に関する試験
本研究では，コンクリートの圧縮強度，ヤング係数，
割裂引張強度（ひび割れ発生強度），自己収縮および乾燥収縮の各試験を実施した。

ヤング係数，E(kN/mm2)

軽量細骨材の置換率（全細骨材に占める軽量細骨材の容置換率0％[7]E=9.78F0.294
置換率100％[7]E=9.19F0.279

50
40
30

標準水中養生供試体の値
H40
H40SL25
H40SL50
H40SL100
HSF22
HSF22SL25
HSF22SL50
HSF22SL100

20
10
0

0

20

60

80

100

120

140

160

圧縮強度，F(N/mm2)

圧縮強度およびヤング係数は，それぞれ，JIS A 1108，
JIS A 1149 に準拠して測定した。使用した供試体は円柱

40

図-3

圧縮強度とヤング係数の関係

供試体（φ100×200mm）で，標準水中養生以外に，乾燥の影響を把握するため，恒温恒湿室（温度 20±2℃，

養生方法や試験材齢は，前記の圧縮強度と同じであ

相対湿度 60±5％）内で材齢 7 日まで封緘状態を保ち，る。短繊維補強コンクリートを用いた供試体は，供試体

その後乾燥させる養生（以下，気中養生）を施した。試側面の載荷版との接触線箇所にひび割れを発生しても，

験材齢は，7，28 および 91 日である。

すぐには破壊に至らず，荷重の持続に伴い，架橋した短

割裂引張強度試験は，JIS A 1113 に準拠して実施した。

繊維が抜出しもしくは破断するまでひび割れが開口して49

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

1.6

1.6
標準水中養生供試体の圧縮強度を基準
とした比

1.4

1.2

ヤング係数比

圧縮強度比

1.2
1.0
0.8

H40-7日H40-28日
H40-91日
HSF22-7日
HSF22-28日
HSF22-91日

0.6
0.4
0.2
0.0

0

20

40

60

80

標準水中養生供試体のヤング係数を基準
とした比

1.4

1.0
0.8

H40-7日H40-28日
H40-91日
HSF22-7日
HSF22-28日
HSF22-91日

0.6
0.4
0.2
0.0

100

0

20

(a)圧縮強度比

80

100

1.6
標準水中養生供試体のひび割れ発生強度を基準とした比

1.4
1.2
1.0
0.8
0.6

H40-7日0.4

H40-28日

0.2
20

40

60

80

1.2
1.0
0.8
0.6

HSF22-7日

0.4

HSF22-28日

0.2

H40-91日
0

標準水中養生供試体のひび割れ発生強度を基準とした比1.4
ひび割れ発生強度比

ひび割れ発生強度比60(b)ヤング係数比

1.6

0.0

40

軽量細骨材の置換率 (%)

軽量細骨材の置換率 (%)

100

0.0

軽量細骨材の置換率 (%)

HSF22-91日
0

20

40

60

80

100

軽量細骨材の置換率 (%)(c)ひび割れ発生強度比
図-4

圧縮強度比，ヤング係数比およびひび割れ発生強度比と軽量細骨材の置換率の関係（材齢 7 日まで封緘養生，それ以降に気中養生を行った場合）

いく。

３．コンクリートの力学的性質

短繊維の種類や混入率によっては，最大荷重は，ひ
び割れ発生時の荷重よりも高くなる場合がある。しかし，（１）標準水中養生

割裂引張強度試験の測定原理は，供試体側面の上下が載

標準水中養生を行ったコンクリートの圧縮強度比，

荷版とそれぞれ 1 本線で接触していることが前提である

ヤング係数比およびひび割れ発生強度比を，図-2 に示ため，短繊維補強コンクリートでは，最大荷重の読み値す。ここで，それらの比は，軽量細骨材の置換率が 25，から求まる引張強度で評価できない。そこで，本論文で50 および 100％の試験値を，置換率が 0%の試験値で除は，いずれの配合シリーズを用いた場合にも，供試体のした値である。

端面にひずみゲージを貼り，計測されたひずみの変化が圧縮強度比は，図-2 に示すとおり，いずれの配合シ

不連続になった点をひび割れ発生強度として評価するこリーズも，軽量細骨材の置換率が 25％を超えると 1.0ととした。

よりも低くなる傾向があり，置換率が 100%では 0.78～

自己収縮は，公益社団法人日本コンクリート工学会

0.87 の範囲まで低下する。配合 HSF22 シリーズの圧縮「高流動コンクリートの自己収縮試験方法」に準拠し，強度比は，配合 H40 シリーズに比べて若干低下量が小埋込みひずみ計で測定した。乾燥収縮は，JIS A 1129-2

さい。

（コンタクトゲージ法）に準じて測定を行った。材齢 7

一方，ヤング係数比は，軽量細骨材の置換率の増加

日間の水中養生を行った後，前述の恒温恒湿室内で供試に伴って低下する傾向があり，置換率が 100%では 0.74

体 6 面を乾燥させた。

～0.81 の範囲まで低下する。配合シリーズの影響も圧縮
強度比と同様の傾向を示した。

50

自己収縮ひずみ (×10-6)

人工軽量細骨材を用いた高強度コンクリートの力学的性質と体積変化

300
200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500
-600
-700

H40SL100する傾向が顕著に表れているが，材齢 28 日と 91 日のひび割れ発生強度比には低下傾向が認められない。3 材齢

H40SL50の平均値でもひび割れ発生強度比の低下は数％である。
れ発生強度比が他の材齢に比べて高いが，軽量細骨材のH40

置換率が 25％を超えると 1.0 よりも低くなり，置換率が 100%では 0.75 程度まで低下することが分かる。
（２）気中養生

0.1

1

10

100

自己収縮ひずみ (×10-6)

凝結の始発からの経過時間 (日)

300
200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500
-600
-700

一方，配合 HSF22 シリーズでは，材齢 7 日のひび割

H40SL25

軽量細骨材の置換率と圧縮強度比，ヤング係数比およびひび割れ発生強度比の関係を，図-4 に示す。ここで，それらの比は，図-2 に示したものとは異なり，気中養
生供試体の試験値を，標準水中養生供試体の試験値で除HSF22SL100

した値である。
圧縮強度比およびヤング係数比は，いずれの配合シリ

HSF22SL50

ーズも 1.0 もしくはこれよりも小さくなる傾向がある。
配合 H40 シリーズの圧縮強度比は，材齢 7 日の場合，軽量細骨材の置換率が 0～50％の範囲では置換率が大きHSF22SL25

くなるほど高くなり，置換率が 50～100％の範囲では

HSF22
0.1

1

10

1.0 となる。材齢 91 日の圧縮強度比と軽量細骨材の置換
100

凝結の始発からの経過時間 (日)図-5

自己収縮試験の結果

率の傾向は材齢 7 日と同様であるが，いずれも材齢 7 日の圧縮強度比よりも低い。配合 HSF22 シリーズの場合には，材齢 7 日では軽量細骨材の置換率が大きいほど，
圧縮強度比は高くなる傾向があるが，材齢 91 日では軽量細骨材の置換率が 0～50％の範囲の圧縮強度比は材齢

圧縮強度とヤング係数は直線関係にはないので，軽

7 日よりも高い値である。

量細骨材の置換率がヤング係数に及ぼす影響を検討する

一方，ひび割れ発生強度は，前述のように標準水中上では，圧縮強度とヤング係数の関係図で確認しておく養生であってもばらつきが大きいが，乾燥の影響が加わ必要がある。図-3 は，今回の試験結果と，参考として，ると一層傾向が不明瞭になる。ひび割れ発生強度比の 3

筆者の一人

7）

が過去に行った軽量細骨材の置換率が 0％

材齢の平均値は，配合 H40 シリーズでは 0.95 程度，配と 100%の圧縮強度とヤング係数の回帰式を示した。使

合 HSF22 シリーズでは 0.90 程度に低下する傾向がある。

用材料や配合が異なるので完全には一致しないが，過去

また，ひび割れ発生強度比は，材齢 7 日では軽量細骨の試験結果による回帰式は，配合シリーズに関わらず，材の置換率が大きいほど，緩やかに高くなる傾向がある

置換率の影響を把握する上で目安となる。すなわち，いが，材齢 91 日に達すると，材齢 7 日の値に比べてそのずれの配合シリーズも，軽量細骨材の置換率の増加に伴

置換率 50％までは高いが，100％まで高めると低くなる。

い，置換率が 0％から 100%の回帰式の曲線に近づくことが分かる。なお，配合 H40 シリーズは若干ばらつき

４．コンクリートの体積変化が大きく，軽量細骨材の置換率が両者の関係に及ぼす影
響は，配合 H40 シリーズよりも配合 HSF22 シリーズの方が明確である。

（１）自己収縮
自己収縮試験の結果を，図-5 に示す。軽量細骨材のひび割れ発生強度比は，図-2 に示すように，圧縮強置換率が大きいほど，コンクリートの自己収縮ひずみは度比，ヤング係数比に比べて材齢ごとに異なる傾向があ小さくなる傾向が認められる。すなわち，低水セメント

り，軽量細骨材の置換率との関係を把握しにくい。そこ

比の高強度コンクリートでは，水和初期の相対湿度の低で，図中には，3 材齢の試験値を平均し，グレーの線で下とそれに伴う毛管圧力の上昇に起因し，自己収縮ひず示した。配合 H40 シリーズでは，材齢 7 日のひび割れみを発生するが，骨材が飽和状態にある軽量骨材コンク発生強度比は，軽量細骨材の置換率の増加に伴い，低下

リートでは，骨材内部からセメントマトリクスに水を51

第 12 号

300

300

200

200

乾燥収縮ひずみ差（×10-6）

乾燥収縮ひずみ差（×10-6）

三井住友建設技術開発センター報告

100
0
-100
配合H40シリーズ-200

乾燥期間（日）

-300
-400
-500

0

7
91
365

28
182

20

40

60

80

100
0
-100

配合HSF22シリーズ-200

乾燥期間（日）

-300

7
91
365

-400
-500

100

0

28
182

20

40

軽量細骨材の置換率(%)

60

80

100

軽量細骨材の置換率(%)(a)乾燥収縮ひずみ差3
乾燥期間（日）
7
28
91
182
365

2

質量減少率差（％）

質量減少率差（％）

3

配合H40シリーズ
1

0

0

20

40

60

80

2

配合HSF22シリーズ
1

0

100

乾燥期間（日）
7
28
91
182
365

0

20

40

60

80

100

軽量細骨材の置換率(%)

軽量細骨材の置換率(%)(b)質量減少率差
図-6300

乾燥開始材齢7日以降の自己収縮ひずみを除く
乾燥収縮ひずみを使用

200

乾燥収縮ひずみ差（×10-6）

乾燥収縮ひずみ差（×10-6）300

乾燥収縮試験の結果

100
0
-100
配合H40シリーズ-200

乾燥期間（日）

-300
-400
-500

0

7

28

56

91

20

40

60

80

100

軽量細骨材の置換率(%)

図-7

乾燥開始材齢7日以降の自己収縮ひずみを除く
乾燥収縮ひずみを使用

200
100
0
-100

配合HSF22シリーズ-200

乾燥期間（日）

-300

7

28

-400

56

91

-500

0

20

40

60

80

100

軽量細骨材の置換率(%)

自己収縮ひずみを除く乾燥収縮ひずみによる評価

放出することで相対湿度の低下を抑制できることを，軽が 0%の乾燥収縮ひずみおよび質量減少率を基準とし，量細骨材の使用によっても確認された。

各置換率の値から差し引いた値である。
配合 H40 シリーズに着目すると，乾燥期間 7 日では（２）乾燥収縮軽量細骨材の置換率と乾燥収縮ひずみ差および質量

軽量細骨材の置換率が大きいほど，乾燥収縮ひずみ差は小さくなっており，軽量細骨材の使用は初期の乾燥収縮減少率差の関係を，図-6 に示す。ここで，乾燥収縮ひを低減できることが分かる。しかし，乾燥期間が 91 日

ずみ差および質量減少率差比とは，軽量細骨材の置換率に達すると，置換率が 25～100％の乾燥収縮ひずみ差は52

人工軽量細骨材を用いた高強度コンクリートの力学的性質と体積変化

0 もしくは若干大きく，乾燥期間が 182 日以降では 100

５．まとめ

-6

×10 程度大きな値になっている。それらの長期の乾燥
収縮ひずみ差には，軽量細骨材の置換率による差異は認

細骨材の一部もしくは全部を軽量細骨材で置換した

められない。すなわち，配合 H40 シリーズでは，軽量

高強度コンクリートの力学的性質や体積変化を調べた結細骨材の使用により，初期の乾燥収縮ひずみは若干小さ

果，以下のことが明らかになった。

くなるが，長期の乾燥収縮ひずみは若干大きくなる。

①

標準水中養生を行ったコンクリートの圧縮強度，

配合 HSF22 シリーズにおいては，乾燥期間 7 日ではヤング係数およびひび割れ発生強度は，軽量細骨

軽量細骨材の置換率が 100％の乾燥収縮ひずみ差は 100

材の置換率が大きくなるほど，低下する傾向があ-6×10 程度小さくなるが，置換率が 25％および 50％のるが，その影響の度合いは若干異なり，また配合

値は置換率が 0％の値と差異は認められない。乾燥期間
7 日以降 365 日までの乾燥収縮ひずみ差の変化は，軽量の違いによる影響も存在する。
②

材齢 7 日まで封かん状態で，その後乾燥させたコ-6

ンクリートの圧縮強度，ヤング係数およびひび割

程度増加する一方で，さらに 100％では 250×10 程度

れ発生強度は，標準水中養生を行った場合と同等減少するというように，置換率によって異なる結果にな

もしくは低下する。また，材齢 7 日の圧縮強度は，った。

軽量細骨材の置換率が大きくなるほど，標準水中

細骨材の置換率が 25％では微増し，50％では 100×10-6

質量減少率差に着目すると，いずれの配合シリーズに養生の圧縮強度と同等になり，封かん条件下でのおいても，軽量細骨材の置換率の増加に伴い，質量減少

軽量細骨材による内部養生効果が確認された。な

率差は大きくなる傾向がある。配合 H40 シリーズの質

お，ひびわれ発生強度は，標準水中養生であって量減少率差は，乾燥期間 28 日までの質量減少率差が大もばらつきが大きいが，乾燥の影響が加わると一部分を占めるが，乾燥期間が 91 日以降の質量減少率差

層ばらつきが大きくなり，軽量細骨材の置換率のは小さく，乾燥に伴う水分の蒸発は極めて少ないと言え影響が不明瞭になる。

る。配合 HSF22 シリーズの質量減少率差は，配合 H40③軽量細骨材の置換率が大きいほど，コンクリー

シリーズに比べて極めて小さく，セメント組織が緻密でトの自己収縮ひずみは小さくなる傾向があり，軽あることを間接的に把握できる。細骨材の置換率を量細骨材による内部養生効果が期待できる。

50％まで増やしても，質量減少率差は乾燥期間 365 日④

コンクリートの乾燥収縮ひずみは，配合 H40 シ

で 0.25％程度である。細骨材の置換率が 100％の場合にリーズ（水結合材比 40％）では，軽量細骨材を使は，質量減少率差の収束に要する乾燥期間は若干長くな用すると，これを使用しない場合に比べて，初期る。

の乾燥収縮ひずみを若干小さくなるが，長期の乾JIS の乾燥収縮試験は，乾燥開始材齢 7 日の長さ変化

燥収縮ひずみはそれとは反対に若干大きくなる。

を測定したものであるが，乾燥期間中にも自己収縮を生一方，配合 HSF22 シリーズ（水結合材比 22%）

じる。すなわち，試験結果は，自己収縮と乾燥収縮の双においては，自己収縮ひずみを差し引いた乾燥収縮方を足し合わせたものであり，軽量細骨材の置換率が自ひずみで評価すると，軽量細骨材の置換率，乾燥期

己収縮，乾燥収縮に及ぼす影響が異なることで，前述の間に関わらず，乾燥収縮ひずみ差がほぼ 0（一定）ような傾向が不明瞭になる可能性があると考えられた。

であり，軽量細骨材が高い強度域のコンクリートの

そこで，乾燥環境下の自己収縮が封緘状態の自己収縮と乾燥収縮ひずみに及ぼす影響は極めて小さい。

一致すると仮定し，乾燥開始材齢 7 日以降の自己収縮ひずみを差し引いた乾燥収縮ひずみを求め，軽量細骨材の参考文献

置換率と乾燥収縮ひずみ差の関係を調べた。図-7 に示

1） 谷口秀明，佐々木亘，斯波明宏，樋口正典：コンク

すとおり，配合 H40 シリーズの結果は，図-6 の結果とリートの乾燥収縮ひずみに及ぼす要因に関する検討，

顕著な違いは認められないが，配合 HSF22 シリーズでコ ン ク リ ー ト 工 学 年 次 論 文 集 ， Vol.32 ， No.1 ，は，軽量細骨材の置換率，乾燥期間に関わらず，乾燥収pp.365-370， 2010.7

縮ひずみ差がほぼ 0 で一定であることが分かる。すなわ2） 谷口秀明，佐々木亘，斯波明宏，村田宣幸：東北地

ち，軽量細骨材の使用が，配合 HSF22 シリーズのよう方の骨材を用いたコンクリートの品質評価，第 20

な高い強度域のコンクリートの乾燥収縮ひずみに及ぼす

回プレストレストコンクリートの発展に関するシン影響は極めて小さい。

ポジウム論文集，pp.461-464, 2011.10
3）谷口秀明，佐々木亘，樋口正典：ＰＣ部材に使用す

53三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

る早強コンクリートの自己収縮に関する検討，コン
クリート工学年次論文集，Vol.33，No.1，pp.533-538，
2011.74）河野克哉，二羽淳一郎，岡本享久：高品質軽量骨材を用いた低水セメント比コンクリートの体積変化機
構 ， 土 木 学 会 論 文 集 ， No.802/V-69 ， pp.123-136 ，2005.115）谷口秀明，浅井洋，樋口正典，三上浩：膨張材と収縮低減剤を用いたコンクリートの収縮低減効果，第16 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，pp.167-170, 2007.10
6）佐々木亘，芦塚憲一郎，出口宗浩，谷口秀明：高強度コンクリートの力学特性に与える鋼繊維の影響，
コ ン ク リ ー ト 工 学 年 次 論 文 集 ， Vol.35 ， No.1 ，pp.277-283，2013.7
7）谷口秀明：テストハンマーによる構造体コンクリー
トの強度推定法に関する研究，筑波大学学位論文，
参考資料，p.付 3，2007.3

54液状化による側方流動対策のための効果的な改良杭配置に関する遠心模型実験

液状化による側方流動対策のための効果的な改良杭配置に関する遠心模型実験
Centrifugal model test on optimized configuration of cement-treatedsoil columns against liquefied ground flow
高橋直樹

NAOKI TAKAHASHI

土木設計部

津田

和夏希

WAKAKI

TSUDA

土木設計部

奥野

夏樹

NATSUKI

OKUNO

筆者らは，深層混合処理工法による改良杭の新たな配置方法である流動閉塞杭配置を提案し，その液状化
時の地盤側方流動抑制効果について検討を行っている。本配置方法は，液状化による側方流動を阻害するように改良杭を配置するものである。本文は，側方流動が生じる際の改良杭間の土砂のすり抜け量の影響に関し，遠心模型実験で検討したものである。流動閉塞杭配置は杭間のすり抜けを抑制し，整列配置よりも側方流動抑制効果が高いことを示した。
キーワード：側方流動，深層混合処理工法，遠心模型実験

The authors proposed a new configuration of cement-treated soil columns, which is called irregularconfiguration. The presented configuration is considered to reduce amount of subsoil that passes throughin-between gap of columns comparing with square configuration. The effects of cement-treated soilcolumns to reducing lateral flow have been investigated by centrifugal model tests. The test results
demonstrated that the irregular configuration reduced the amount of subsoil passing between columns andrestrained the lateral flow more effective than square configuration.
Key Words: Lateral flow, Deep mixing method, Centrifugal model test

１．目的

く，改良杭によって地盤の流動を阻害し，流動量を減らすことにある。本工法は低改良率による施工のため対策

我が国における大都市圏の沿岸部には 1964 年新潟地費用を小さくすることが可能となり，広範囲にわたる側

震以前に造成された古い埋立地が広く存在する。将来，

種構造物基礎や埋設管などを守るために対策が必要とされているが，広範囲にわたる地盤改良の施工には大きな

d

2d

2d

液状化に伴う側方流動（以後，側方流動とする）から各

X
Y
d
d/2

これらの地域を襲う可能性のある大規模地震に対して，費用がかかるため，対策が進んでいないのが現状である。
このため，側方流動を抑制するための合理的な対策工法が必要であると考える。
そこで，筆者らは低改良率の杭式改良による側方流動対策に関する検討を行っている。また，対策効果の最大化を目指して，図-1 に示す流動閉塞杭配置を対象として杭配置についても検討を深めてきた 1) 。この工法の原理は，流動化する地盤を完全にせき止めるのではな

図-1

流動閉塞杭配置の概要

55

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号方流動対策として適用可能であると考える。なお，本工法では杭間隔が杭径と同程度になる改良率 20%程度を適用改良率として想定している。
本文は，側方流動が生じる際のメカニズムについて，
改良杭間の砂のすり抜け量の影響を明確にするために地表面を傾斜させて側方流動を生じさせる遠心模型実験を行い，その結果を報告するものである。

２．遠心模型実験（１）実験方法および実験条件
実験は港湾空港技術研究所所有の遠心模型実験装置 2)

表-1

遠心模型実験の相似則

物理量

単位

長さ
密度
応力
ひずみ
曲げ剛性
加速度
振動数
時間（動的）
時間（拡散）

m
t/m3
Pa
×10-6
N･m2
m/s2
Hz
s
s

：加速度計 ：土圧計 ：間隙水圧計 ：色砂
315al 3) の実験手法を参考として，液状化した地盤の流動化

PW3, PW4

平面図（CASE1, CASE2）(a)

排水を遅らせ，流動性を高めるために間隙水として水を330
PW5, PW6

PW7, PW8

PW1, PW2

PW3, PW4

99

200

99

用いた。これにより地盤の流動性を高めて改良杭間のす
図-2 は模型の概略と計器配置を示したものである。

PW1, PW2200をモデル化した。すなわち，砂地盤に細粒分を混合してり抜けを起こりやすくした。

PW7, PW899の一覧を表-1 に示す。なお，本実験では，Takahashi et

PW5, PW699を用いて実施した。加振時の遠心加速度は 50G とし，
実物との縮尺比は 1/50 とした。本実験における相似則

遠心場模型
(λG)
1/λ
1
1
1
1/λ4
λ
λ
1/λ
1/λ2

一度に二つの模型を加振できるよう，実験には幅200mm の中間を厚さ 2mm のステンレス板で仕切った土(b)

槽を用いた。模型地盤は，厚さ 40mm で相対密度 90%

平面図（CASE3）
126の非液状化層と相対密度 50%の液状化層の 2 層構造とし，空中落下法により作製した。改良範囲となる中央部
地表面勾配=10%を生じ易くするためにその上流および下流側の地表面勾PW2, PW6
地表面勾配=36%400

配は 36%とした。非液状化層は飯豊硅砂 7 号（Gs=2.658,

40

液状化層
非液状化層

708

よ う に 混 合 さ せ た も の （ Gs=2.65, e min=0.475,
emax=1.012）を用いた。

(c)

遠心加速度が 50G の場合，透水を遅らせるために間図-2

隙流体として水の 50 倍の粘性を有する溶液を用いることが多いが，本実験では地盤の流動性を高めるために脱

(mm)

側面図

実験模型と計測器配置
表-2

気水を用いた。その代わりとして上記のように細粒分を混入させた。模型地盤は 30G の遠心力場で下端からの

ケース名

杭間隔

脱気水の浸透により水浸させ，加振時の水位は斜面頂部

CASE1
CASE2
CASE3

1D
1D
2D

に合わせた。

PW3, PW7

PW1, PW5

emin=0.633, emax=0.996）を用いて作製し，液状化層には相馬硅砂 5 号にシリカパウダーを重量比で 7：3 となる

地表面勾配
=36%

PW4, PW8347の地表面勾配は 10%であり，駆動力を高めて側方流動

実験ケース
改良率
(%)
19.6
19.6
8.7

改良杭模型（以後，杭模型とする）には外径 15mm，

最大加速度振幅(cm/sec2)
160
325
138
D : 杭模型の直径

内径 13mm のアルミパイプを用いることとした。杭模型の直径を実物に換算すると 750mm となる。パイプ内の境界条件は自由とした。

部には液状化層に用いた試料を充填しただけであり，密地盤内には加速度計，土圧計および間隙水圧計を埋度の調整は行っていない。杭模型の下端は厚さ 20mm

設し，図-2 上段の平面図中にハッチングした杭模型ののアクリル板に埋め込むことにより固定条件とし，上端外周面にひずみゲージを貼付けて曲げひずみを計測した。

56

液状化による側方流動対策のための効果的な改良杭配置に関する遠心模型実験

1.5

表-2 に実験ケースを示す。CASE1 と CASE2 は杭間過剰間隙水圧比隔を 1D（D：杭模型の直径）として入力加速度振幅を変えた実験であり，CASE3 は杭間隔を 2D にした実験である。本実験は側方流動に対する変位低減効果を検討することに主眼をおいているので，入力波には周波数特性が 明確な 正弦波を 用いる こと とした 。 CASE1 お よ び

1.0
0.5

（整列配置）
PW5

0.0
1.5
1.0
0.5
0.0
-10 0
wall

CASE3 の入力波は，目標加速度振幅 200cm/s2，周波数（流動閉塞杭配置）
PW1
10 20 30 40 50 60 70 80 90 100
時間 (s)

2 Hz および継続時間 25 秒（いずれも重力場換算）であ

CASE1

(a)
1.5

る。これらの実験では側方流動を持続させるために，そ
過剰間隙水圧比の後振幅を最大値の 1/3 にして 25 秒間加振を継続した。
CASE2 の 入 力 波 は ， 重 力 場 換 算 で 目 標 加 速 度 振 幅
300cm/s2，周波数 2 Hz および継続時間 50 秒とした。なお，実際の最大加速度振幅は振動台の調子によって表2 に示す通り目標値に対して CASE1 で 20%，CASE3 で

1.0
0.5

（整列配置）
PW5

0.0
1.5
1.0
0.5
0.0
-10 0
wall

30%程度小さい値となった。

（流動閉塞杭配置）
PW1
10 20 30 40 50 60 70 80 90 100
時間 (s)

CASE2

(b)
1.5

（２）実験結果と考察
過剰間隙水圧比

過剰間隙水圧の発生特性と模型地盤の流動特性について考察する。以降の図は，重力場換算で示す。
ａ）過剰間隙水圧の発生特性
図-3 は，模型地盤中央付近に設置した間隙水圧計
PW1（流動閉塞杭配置）または PW5（整列配置）で計

1.0
0.5

（整列配置）
PW5

0.0
1.5
1.0
0.5
0.0
-10 0
wall

測された間隙水圧から求めた過剰間隙水圧比の時刻歴を（流動閉塞杭配置）
PW1
10 20 30 40 50 60 70 80 90 100
時間 (s)

示したものである。図には移動平均により平滑化した結

CASE3

(c)

果も示している。なお，有効拘束圧は液状化に伴って生図-3

過剰間隙水圧比の時刻歴

じる間隙水圧計と地表面の沈下を考慮して算出している。
とから，模型地盤は液状化したことが分かる。また，最大加速度振幅が小さい CASE3 の過剰間隙水圧比は他の幅 (m)CASE1 および CASE2 の最大値は 1.0 に達しているこケースよりも若干低い値となってはいるが，最大値は0.95 に達していることから，模型地盤はほぼ液状化して

10
9
8
7
6 整列配置543
2
1 流動閉塞杭配置
0
0
5

10

いると言える。CASE1 および CASE3 の過剰間隙水圧比

幅 (m)ても地盤の流動が生じていたものと思われる。
ｂ）模型地盤の流動特性
図-4 は，模型地盤の流動状況を GL-1.25m に設置した

10
9
8
7
6 整列配置543
2
1 流動閉塞杭配置
0
0
5

10

色砂をトレースして示したものである。杭間隔 1D の加速度振幅の大きい CASE2 整列配置ではそれが顕著となっている。一方，流動閉塞杭配置では CASE2 で杭間のすり抜けが生じているものの，その程度は整列配置よ

幅 ( m)

CASE1 と CASE2 の流動状況を見ると， CASE1 整列配
置では流動方向に連続して杭間にすり抜けが生じており，

10

りも相対的に小さいことが認められる。このことから，流れを阻害するように杭を配置する流動閉塞杭配置は，

15

25

30

35

25

30

35

25

30

35

CASE2

15

20

下流端からの距離 (m )

(c)
図-4

20

下流端からの距離 (m )

(b)
10
9
8
7
6 整列配 置543
2
1 流動閉 塞杭 配置
0
0
5

20

CASE1

(a)

は，加速度振幅が最大値の 1/3 となる 25～50 秒間においてもほぼ一定値となっていることから，この間におい15

下流端 からの距離 (m )CASE3

模型地盤の流動状況

整列配置よりも杭間のすり抜けを抑制する効果が高いこ57

第 12 号とが確認できる。杭間隔 2D の CASE3 における地盤の流動状況を流動閉塞杭配置と整列配置で比較すると，杭間のすり抜け挙動に明確な違いが認められない。杭間隔が広くなると流動を阻害する杭配置の効果が小さくなるものと考えられる。
図-5 は，図-4 に示した色砂の移動量から求めた平均

平均側方流動量 (m)三井住友建設技術開発センター報告1.5:流動閉塞杭配置
:整列配置

1.0
0.5
0.0

0

5

10

10m～25m における結果について考察する。CASE1 と動量は，CASE1 で 0.16m～0.41m に，CASE2 で 0.44m～1.10m に分布している。一方，整列配置のそれは，
CASE1 で 0.27m～ 0.58m と なり， CASE2 で 0.75m～
1.50m であった。平均側方流動量は，加速度振幅の大き
い CASE2 の方が CASE1 よりも 2～3 倍程度大きな値と(a)
平均側方流動量 (m)CASE2 の結果について，流動閉塞杭配置の平均側方流

ら，杭間のすり抜けを抑制する杭配置にすることが，側方流動量の低減に効果的であることは明らかである。杭間のすり抜け挙動に明確な差が認められない杭間隔 2D

30

35

2.0
1.5
1.0
0.5
0.0

0

5

10

15

20

25

30

35

下流端からの距離 (m)(b)
平均側方流動量 (m)CASE3 で最大 75%に低減されている。これらのことか

25:流動閉塞杭配置
:整列配置

2.5

も流動が抑制されていることが分かる。下流端からの距
方流動量は，整列配置に対して CASE1 で最大 38%に，

20

CASE1

3.0

なっている。また，流動閉塞杭配置の方が整列配置より離が同じ位置で比較した場合，流動閉塞杭配置の平均側15下流端からの距離 (m)側方流動量を示したものである。ここでは，下流端から

CASE2

1.5

:流動閉塞杭配置
:整列配置

1.0
0.5
0.0

の CASE3 について，流動閉塞杭配置の平均側方流動量

0

5

10

15

20

25

30

35

下流端からの距離 (m)は 0.37m～0.69 m に，整列配置のそれは 0.34m～0.92m(c)に分布しており，両者は同程度となっている。なお，土

図-5

CASE3

平均側方流動量

槽幅 4.5m として CASE1 と同じ条件で実施した無対策の平均側方流動量は 3m～3.5m 程度であった。先に示し謝辞：本研究は，港湾空港技術研究所･東京大学･三井

た CASE1 の平均側方流動量はこれに対して十分に小さ

住友建設の共同研究として実施しました。ご協力をいた

い値であることから，整列配置であっても側方流動対策

だいたメンバーの方々に感謝の意を表します。

として効果があり，流動閉塞杭配置はさらにその効果を大きくするものであることが分かる。

参考文献
1）Takahashi. N, Derakhshani, A. Rasouli, R., Towhata, I.

３．まとめand Yamada, S. : Shaking model tests on mitigation ofliquefaction induced ground flow by new configuration

本研究では，遠心模型実験により流動閉塞杭配置のof embedded columns, Proc. of the 18th International

側方流動抑制効果について検討した。以下に，本研究でConference on Soil Mechanics and

得られた知見をまとめる。

Engineering, Paris, pp.1623-1624, 2013.

①

整列配置では未改良領域が連続するため杭間の砂のすり抜け量が多くなる。一方，流動を阻害す
るように杭を配置した流動閉塞杭配置は杭間の砂のすり抜け量を低減することができる。

②

杭間隔が広くなると流動を阻害する杭配置の効
果が小さくなる。

③

側方流動量の大小は杭間の砂のすり抜け量に依存し，流動閉塞杭配置は側方流動抑制効果が整列
配置よりも大きい。

58

Geotechnical

2）北詰昌樹：新遠心装置の開発と研究への適用，港湾
技研資料，No.812, pp.1-35, 1995．
3）Takahashi, N., Sassa, S. and Morikawa, Y.: Centrifuge
modelling of earthquake induced submarine landslideand its gravity flow transition, Proc. of the 8thInternational Conference on Physical Modelling in
Geotechnics, Perth, pp. 1009-1015, 2014.

草木類の熱分解による減容化システムの開発

草木類の熱分解による減容化システムの開発
Volume Reduction System for Plants by Pyrolysis Furnace

事業開発推進本部

戸村

豪治 GOJI TOMURA黒川

幸彦 YUKIHIKO KUROKAWA土屋星

ＳＭＣテック（株） 大楽

SEI TSUTIYA

文夫 FUMIO DAIRAKU

除染作業により発生した草木類などの有機物は，焼却によって速やかに減容化および安定化処理を行うことが重要な課題となっている。筆者らは，輻射熱熱分解炉を用いて放射性物質が付着した草木類などの有機物の処理において，放射性セシウムを極力飛灰に移行させず，効率良く安定した不溶性化合物として回収する技術を開発した。本稿では，本装置による草木類の減容化システムの概要と 2 回にわたり実施した実証試験による本システムの検証結果について報告する。
キーワード：除染，減容化，放射性セシウム，焼却，熱分解

It is important to reduce the volume of plants collected by decontamination work. The authors havebeen developed volume reduction system for plants by pyrolysis furnace which can collect radioactive
cesium efficiently and stably as insoluble compound from plants which radioactive cesium attached to.
This report shows the system and the result of field tests which were conducted in Fukushima and Iwate
Prefecture.
Key Words: Decontamination, Reduction, Radioactive Cesium, Incineration, Pyrolysis

１．はじめにな措置が必要となる。
筆者らは，輻射熱熱分解炉を用いて放射性物質が付着

東京電力福島第一原子力発電所の事故によって環境中した草木類などの有機物の処理において，放射性セシウに放出された放射性物質を取り除くための除染作業が，ムを極力飛灰に移行させず，効率良く安定した不溶性化

1)合物として回収する技術を開発し，これまでに，福島県

放射性物質汚染対処特措法に基づいて各地で進められている。除染作業により発生した土壌や草木類などは，

および岩手県内において実証試験を実施してきた。

現在も，その多くが仮置き場や除染現場で一時的に保管

本稿では，本装置を用いた除染廃棄物の減容化システされているが，特に，草木類などの有機物は，自然発火

ムの概要と実証試験による本システムの検証結果についの危険性および腐敗に伴う臭気や安定性の低下などの点て報告する。

から問題が多く，焼却によって速やかに減容化および安定化処理を行うことが重要な課題となっている。
しかし，放射性セシウムを含む廃棄物を通常の焼却施

２．輻射熱熱分解炉を用いた有機物等減容化シス
テム

設で処理する場合，放射性セシウムが燃焼により揮発して排ガス中へと移行し，主に塩化セシウムとして飛灰に濃縮されることが報告されている

2)。

このため，放射性セシウムを含む廃棄物の焼却処理に際しては，排ガス中に大量に含まれる飛灰を適切に取り（１）システムの概要
有機物等減容化システムは，輻射熱による熱分解炉とオゾンを用いた排ガス処理装置からなる。システム構成
を図-1に，装置の全景を図-2に示す。

除く必要があり，さらに回収した飛灰に含まれる放射性輻射熱熱分解炉は，外形がφ0.8m，高さ 3.8 ｍ，火床

セシウムは，水への溶出性が極めて高い 2) ことから，運面積が 0.49 ㎡の円筒状の固定床式竪型炉で上部より処理

搬や保管の際も，水との接触や飛散を防止するなど適切材料を投入する構造となっており，図-1に示すように処

59三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号（２）システムの特徴
本システムの特徴を以下に示す。
処理材料
投
入

ストリーマ放電装置

①

無
害
ガ
ス
排
出

炉内を低酸素状態に保ちながら，通常の焼却施設
より低い温度で有機物を処理するため，処理対象物に含まれる放射性セシウムを飛灰に移行させずに効率良く残留固形物として回収できる。

スライド蓋

②

オゾンを用いた排ガス処理装置でダイオキシンな

排ガス

どの他の有害物質も酸化分解により無害化するた

排気口
熱分 解物
熱分解

活性炭

め，排気は無害無臭のガスとして放出される。

加熱粒状灰

③

加熱 用粒状灰投 入口タール
タ ール オゾン水噴 霧装置
除去 装置 分 離装置（冷却塔 ）

粒状灰 回収 箱

排ガス最終
処理装置

排ガス 処理装置

輻射熱分解炉

処理水は循環水として再利用し，回収したタールや使用済み活性炭はすべて熱分解炉に投入して再処理するため，残留固形物以外の廃棄物は発生しない。

図-1

システム構成図④

簡易なプラントシステムで汎用性が高く，作業場所の移動が容易である。また，必要な処理能力に応

試料投入口

じてセット数を増減することも可能である。
⑤

処理中は輻射熱を利用するため，燃料などが不要

で，ランニングコストが安価である。

熱分解炉

排ガス処理装置
３．実証試験概要
本システムにより実際の放射性物質による汚染草木の連続処理を行い，放射性物質の収支や減容率について確
図-2

装置全景

認すること，さらに，除染関係ガイドライン 3) に従っ

理材料投入時に外部にガスが漏れることを防止するためて，排ガスも含めた産物の適切な取り扱いや管理方法をの二重蓋を設けている。

構築してシステムの運用方法を確立することなどを目的投入された処理材料は，乾燥過程を経て炉内部の輻射熱により，ガスや水，固形物のほか，少量のタールと呼ばれる粘性のある油成分などに分解される。この際，通として，これまでに福島県および岩手県の 2 箇所で実証試験を実施した。
それぞれの実証試験の概要を以下に示す。

常の焼却施設では燃焼室内全体が常に 800 ℃以上の状態を維持しているのに対し，本装置では処理中も炉内の大部分は放射性セシウムおよびその化合物が気化する（１）福島県実証試験
2012年12月に福島県伊達市において実際の放射性物質

650 ℃以下の状態を保ち，さらに炉から排出される排ガによる汚染草木を対象とした実証試験を実施し，本装置

スの温度もおおむね 100 ℃以下となるため，有機物に含の処理効率や減容化率を確認するほか，放射性物質収支

まれる放射性セシウムの気化が抑制され，そのほとんどや排ガスなどに含まれるダイオキシンやその他の有害物を溶出性の低い安定化合物として炉内の残留固形物に閉質などのデータを取得した。

じ込めることができる。

ａ）実施日時また，排ガス処理装置では，最初に冷却塔および分離装置からなるタール除去装置で 1 次処理を行った後，オ
ゾン水の噴霧と活性炭カートリッジによる 2 次処理を実施し，最後にオゾン水を用いたバブリング法による処理を行っている。

平成24年12月 3 日～15日ｂ）実施場所福島県伊達市ｃ）実施者
三井住友建設株式会社・大沼林産工業株式会社・株式以上の処理により，排ガス中のばいじんやタールにわ会社三富工業ずかに含まれる放射性セシウムを除去し，さらにオゾンｄ）処理対象による酸化分解によって他の有害物質も分解除去することにより外部への排気を無臭無害のガスとしている。

60

実施箇所周辺で採取した草・枝・葉（質量 760kg ，容積約 7.7 ㎥，見かけ比重約 0.1 ，平均含水率約29％）

草木類の熱分解による減容化システムの開発（２）岩手県実証事業
福島県伊達市での実証試験の後，平成24年度岩手県放射性物質除去・低減技術実証事業の実証試験対象技術として選定されたことから，岩手県内において，しいたけ
廃ほだ木などを対象とした減容化実証試験を実施した。
本実証事業は，岩手県が放射性物質除去・低減措置推進の一環として，県内で活用しうる実用的な技術の情報
収集と効果の実証を目的として実施したものである。
31件の応募中 5 件の技術が選定され，本技術はそのう(a) 草・枝・葉（福島実証試験）

ち，放射性物質により汚染した土壌，稲わら，牧草およ
びほだ木などを減容化する技術として採択された。
ａ）実施事業名称

破砕機により小片化「オゾンを用いた排ガス処理装置付輻射熱熱分解炉による有機物等減容化技術」
ｂ）実施日時平成25年 4 月18日～26日ｃ）実施場所
岩手県内d ）実施者(b) しいたけ廃ほだ木（岩手実証試験）

三井住友建設株式会社・小原建設株式会社

図-3e ）処理対象

試料外観

放射能濃度 50Bq/kg 未満 4) のしいたけ廃ほだ木（質量に木炭を載せて点火し一定時間加熱した後，試験を開始

約1595kg，容積約 3.5 ㎥，見かけ比重約 0.46 ，平均含水した。なお，木炭は最初に種火用として使用したもので率 62.3 ％）あり，その後の試料の処理試験では燃料は一切使用して上記の，福島県伊達市での実証試験（以下，福島実証

いない。

試験），岩手県実証事業（以下，岩手実証試験）は，そ

その後，あらかじめ作成した試料を熱分解炉上部よりれぞれ処理対象とする試料の性状や放射能濃度は異なる

１袋ずつ順次投入して処理を行いながら各種測定を実施

が，基本的な作業手順や測定項目，測定方法は同一であした。

る。また，福島実証試験の後，主に排ガス処理装置の改準備した試料をすべて処理した後に，熱分解炉を 1 日

良による処理効率の向上を図っている。そのため，以降間冷却し，熱分解炉および排ガス処理装置内部の産物をの試験方法や試験結果については両実証事業について併

すべて回収して測定を実施した。

せて報告し，両者を比較検討した結果について述べる。

なお，両実証試験とも試験中は装置周辺の空間線量の計測および作業員の放射線被ばく管理を実施して安全を４．実証試験方法確保した。

（１）試験概要（２）測定項目

実証試験では，最初に現地での試験装置の組立を 2 日

実証試験では，熱分解処理による減容化率や処理前後間で行い，同時に対象となる草木類試料を，φ650mm，の放射性物質の収支を確認するための各種測定のほか，

3

容量約 0.2m の小型フレコンバッグに人力で詰め，試験

排ガス測定などを実施した。測定項目を表-1に示す。

用の試料を作成した。なお福島実証試験では，採取した処理により大気中に放出される排ガスに関しては，通試料をそのまま使用しているのに対し，岩手実証試験で

常，焼却炉では，廃棄物処理法，大気汚染防止法，悪臭は対象のほだ木を，小松ゼノア社製の自走式破砕機

防止法，水質汚濁防止法，騒音規制法，振動規制法，ダ3SR200-1 （処理能力 3m /h ）を使用して破砕し，均質なイオキシン類対策特別措置法により，法的な規制が行わ

小片にしてから袋詰めしたものを試料とした。それぞれれている。それぞれの規制値は，処理対象物や処理能力の実証試験で使用した試料の外観を図-3に示す。

あるいは地域ごとの条例によっても異なるが，処理能力

最初に加熱用の灰を熱分解炉下端に敷き詰め，その上

2 ～ 4t/h の焼却炉に準じた場合の法規制値および焼却灰

61

第 12 号

三井住友建設技術開発センター報告

表-1

測定項目一覧
測定項目

測定
時期

測定対象

温度

処理前試料
排ガス
処理中
炉内
炉内 残留物
排ガス 活性炭処理後 発生処理 タール
産物
装置内 循環水
処理前

－
○
○
－
－
－
－

ダイオ
質量 放射性 ばいじ 排ガス
キシン
体積 セシウム ん等 濃度
類
○
○
－
－
－
－
○
○
○
○
－
－
－
－
－
○
○
－
－
○
○
○
－
－
－
○
○
－
－
－
○
○
－
－
○

図-6
表-2

対象物

排ガス

焼却灰

排水

測定項目

法規制値
Cs134濃度(Bq/m3) /20

関連法規

放射性セシウム濃度+Cs137濃度(Bq/m3)/30≦1放射性物質汚染対処特措法

ばいじん

大気汚染防止法施行規則

硫黄酸化物0.08 g／m3N 以下
K 値規制に基づく

塩化水素

430pp m 以下

大気汚染防止法施行規則

窒素酸化物

250pp m 以下

大気汚染防止法施行規則

一酸化炭素100pp m 以下

廃掃法

ダイオキシン類
放射性セシウム濃度

1ng-TEQ ／m3N 以下
8,000Bq/kg,100,000Bq/kg

ダイオキシン類対策特別措置法
放射性物質汚染対処特措法

ダイオキシン類

3 ng-TEQ/g

ダイオキシン類対策特別措置法

放射性セシウム濃度
ダイオキシン類

図 -4

大気汚染防止法施行規則

Cs134濃度(Bq/m3) /60+Cs137濃度(Bq/m3)/90≦1
10pg-TEQ/L

放射能濃度測定状況

放射性物質汚染対処特措法
ダイオキシン類対策特別措置法

図-5

排ガス等サンプリング状況などの埋立処分に係わる基準値はおおむね表-2のように（３）測定方法なる。したがって，実証試験においてもこれらの規制値ａ）試料測定を満たすことを確認するために必要となる測定を実施した。

温度測定位置

焼却炉に係わる法規制値

処理対象の試料は，すべてのフレコンバッグに 1 袋ごとに番号を付け，質量測定および外形寸法による体積の測定を行った。また，各フレコンバッグより約 1 ℓ のサ

62

草木類の熱分解による減容化システムの開発

図-7

処理日数と累積処理容量

図-8

処理日数と累積処理質量

ンプルを採取して放射能濃度を測定し，電子レンジ法により含水比を求めた後，再度乾燥試料の放射能濃度を測定した。
放射能濃度の測定は，場内に設置した ATOMTEX 社製のγ線放射能モニタAT1320Aを用いて行った。測定状況を図-4に示す。また，岩手県実証事業ではいくつかの試料について同じサンプルを岩手県に提供してゲルマニウ
ム半導体検出器による測定を実施し，検査数値の妥当性確認を実施した。
ｂ）排ガス測定
処理中の排ガス測定に関しては，外部の環境省受注資図-9

炉内温度の経時変化（福島実証試験）

図 -10

炉内温度の経時変化（岩手実証試験）

格取得機関（㈱島津テクノリサーチ）に委託して，熱分解炉出口と最終出口の 2 箇所で JIS Z8808 （排ガス中のダスト濃度測定法）に従ってサンプリングを行い，ダイ
オキシン類測定のほか，ばいじん濃度，塩化水素，硫黄
酸化物，窒素酸化物などの分析を行った。また，排ガス中の放射性物質測定についても，「放射能濃度等測定方
法ガイドライン（環境省平成23年12月）」に従って実施した。排ガスなどのサンプリング状況を図-5に示す。
ｃ）温度測定図-6に示す位置に熱電対を設置し，処理中の熱分解炉内部および排ガス処理装置内部の温度分布およびその経時変化を計測した。測定は試料の投入から処理終了まで実施し，データロガーにより，10分ごとに温度を記録した。
ｄ）処理後の産物の測定
実験終了後の熱分解炉内部の残留固形物および炉内付
着物を，最初に投入した過熱用の灰と併せてすべて回収
し，全質量と放射能濃度を測定した。
また，排ガス処理装置内のタールや循環水の全質量と放射能濃度を測定し，また，排ガス処理に使用した活性炭についてもサンプルを回収し放射能濃度を測定した。
図 -11

平均温度分布63

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

表-3
測定対象

測定項目

3

(Bq/m )

Cs-1373(Bq/m )

放射性Cs合計

排ガス

測定結果
福島実証試験
岩手実証試験
炉出口
最終口
炉出口
最終口
13
検出せず 検出せず 検出せず

単位

Cs-134

排ガス等測定結果

3(Bq/m )
3

規制基準等
30以下

24

検出せず

検出せず

検出せず

45以下

37

検出せず

検出せず

検出せず

75以下

ダイオキシン類

ng-TEQ/m

0.015

0.000023

0.013

0.0000093

0.1～5以下

一酸化炭素

(ppm)

8600

80

5800

420

100以下

塩化水素

(ppm)

3

<1

<1

<1

40～430以下

窒素酸化物

(ppm)

12

<10

<10

<10

250以下

硫黄酸化物

(ppm)

<1.0

<1.0

<1.0

<1.0

K値規制に基づく

3

0.4

0.002

0.009

<0.0010.04～0.15以下

ばいじん濃度(g/m )

残留固形物

ダイオキシン類

ng-TEQ/g

0.36

0.012

3以下

循環水

ダイオキシン類

pg-TEQ/L

3.4

0.59

10以下

としている。図-9，図 -10 からも 650 ℃以上となるのは

４．実証試験結果

炉内底部のみであり，炉床より 135cm 以上の上部では，おおむね 200 ℃以下を維持していることが確認できる。

（１）処理結果および処理効率両実証試験における時間ごとの累積処理容量および累積処理質量をそれぞれ図-7，図-8に示す。

図 -11 には，両実証試験における連続処理中の炉内の平均温度の分布をそれぞれ示した。両者を比較すると，

福島実証試験では全部で 6 日間処理を実施したが，夜高さ方向の温度分布は，ほぼ同様の傾向を示しているも間については，最低限の処理の継続のみを目的として処のの，福島実証試験に比べて岩手実証試験では炉内上部

理量を低減しており，昼間の通常運転時の処理効率はおの温度を低い状態に保ったまま，最下部の温度が高い状

3態で維持されていたことが分かる。これは，（１）で述

おむね 2 時間で 1 袋（ 0.22m ）となった。したがって，
3

24時間通常運転を行った場合の処理量は約 2.6m / 日であべたように排ガス処理装置の改良により，炉内底部の温り，試料の見かけ比重が約 0.1 であることから，質量換度状態を極力一定に保つことができるようになったため算での処理効率はおおむね 260kg/ 日となった。

であり，このことも装置全体の処理能力の向上に寄与し

岩手実証試験では，全部で 3.46 ㎥，約 1.6t （見かけ比重 0.47 ）の試料を処理したが，通常運転時の間の処理量
3ているものと考える。
図 -11 には岩手実証試験で実施した排ガス処理装置内

は概ね 1.6m / 日となった。質量換算では約 750kg/ 日の処の排ガス温度の測定結果の平均値も併せて示している

理量となり，福島県実証試験の結果と比較すると 3 倍程が，それぞれ，熱分解炉出口で62℃，冷却塔出口で度の処理量となっている。

36℃，最終出口で17℃となっており，排ガスの冷却処理

これは，ほだ木を破砕して均質な小片の材料としたこが適切に行われていることが確認できた。

とにより処理効率が向上したことのほか，福島実証試験の後で排ガス処理装置の改良により本装置の処理能力の向上を図ったことによる効果が現れたものと考えられる。

（３）排ガス等測定結果
表-3にそれぞれの実証試験における排ガス等測定結果を基準値と併せて示す。なお，本装置では排ガスの処理にオゾンを使用しており，処理後に排ガス中の酸素濃度（２）炉内温度測定結果
図-9，図 -10 にそれぞれの実証試験における炉内温度の経時変化を示す。

が増加するため，各測定項目はすべて酸素濃度補正を加えていない実測値で評価を行っている。
両実証試験とも，熱分解炉出口で採取した排ガスには本装置は通常の焼却炉に比べて炉内への空気供給を抑ばいじんがやや多く含まれている。特に福島実証試験で

え，炉内を常時低酸素状態とすることにより，高温域をは処理対象試料の放射性セシウムの濃度が高いことか

炉内底部のみに留め，これにより飛灰の発生と放射性セら，ばいじんに付着した微量の放射性セシウムが検出さ

シウムの揮発による排ガス中への移行を極力抑える構造れているが，排ガス処理装置内で検出限界以下まで除去

64

草木類の熱分解による減容化システムの開発

表-6

放射性物質収支測定結果（福島実証試験）

放射性物質収支
処理前 草木類
残留物
タール
処理後 活性炭
処理水
(濾過前)

質量
(kg）
573
69.8
7.2
34.4
2419

回収率

図 -12

表-4

触媒式排ガス処理装置試験状況

減容率等測定結果（福島実証試験）

湿潤質量 乾燥質量
(kg）
(kg）
熱分解前
781
587
熱分解後
37
37
減量率・減容率
95.3%
93.7%
減量効果

表-5

体積
(m3 )
7.7
0.058
99.2%

減容率等測定結果 （ 岩手実証試験）

湿潤質量 乾燥質量
(kg）
(kg）
処理前
1595
601
処理後
13
13
減量率・減容率
99.2%
97.8%
減量効果

体積
(m3 )
3.4
0.020
99.4%

表-7

放射性Cs(134+137)
移行率
総量
濃度
(Bq)
(Bq/kg)
18,591,382 32,474
18,146,232 259,975
97.6%
159,667 22,176
0.9%
207
6
0.0%
153,464

63

0.8%

99.2%

放射性物質収支測定結果（岩手実証試験）

放射性物質収支
処理前 草木類
残留物
タール
処理後
活性炭
処理水
回収率

質量
(kg）
1595
13.2
1.3
45
2150

放射性Cs(134+137)
移行率
総量
濃度
(Bq)
(Bq/kg)
4,752
3.0
5,272
399.2 111.0%
15
11.7
0.3%
0
0
0.0%
25
0
0.5%
111.8%* 放射能濃度は測定下限値以下の値を含むため参考
値として記載

酸化炭素濃度を常時 30ppm 程度以下とすることが可能となった。
（４）減容率等測定結果されていることが分かる。
また，ダイオキシン類については排ガスのほかに，残処理対象物および処理後の回収物の質量および体積と得られた減量率，減容率をそれぞれ表-4，表-5に示す。

留固形物や排ガス処理に使用した循環水についても分析

熱分解処理による減量率は，湿潤状態での処理前試料を行っているがすべて基準値以下であることが確認できを基準とした場合，福島実証試験では 95.3 ％，岩手実証た。

試験で 99.2% となり，乾燥状態を基準とした場合ではそ

他の有害物質についてもおおむね基準値以下となってれぞれ， 93.7 ％， 97.8 ％となった。また処理前後の容積いるが，岩手実証試験において，一酸化炭素のみ最終口を比較した減容率は，それぞれ， 99.2 ％， 99.4 ％となっにおいても基準値を上回る値が検出された。

た。

理由として，本システムでは，炉内を低酸素状態とし両実証試験では処理対象物の形状や含水率が異なるているため，処理中に他の可燃ガスと同時に一酸化炭素

が，どちらも 1/100 以上の大幅な減容化が達成できていが生成されるが，一酸化炭素は水に溶けにくいことかることが確認できた。

ら，処理量を向上させるとオゾン水による処理のみでは不十分となることが考えられた。
そのため，一酸化炭素の処理に関しては，別途，金属（５）熱分解に伴う放射性物質の挙動について
処理対象物および処理後の回収物について，放射性物

触媒による酸化分解を用いた触媒式排ガス処理装置

質収支の測定結果を表-6，表-7に示す。福島実証試験でDEOCAT TYPE-1 （田端機械工業社製）を導入すること

は処理前試料の放射性セシウムの合計は約 1,860 万 Bqとした。本装置は，約 300 ℃のガス温度で触媒と接触さで，処理後は炉内の残留固形物に 97.6% 残留し， 1.7 ％せることで直接燃焼と同様の酸化分解を行うことがでが排ガス処理装置内に移行したことが確認できた。計測

き，低温で反応させるためにコンパクトで運転コストが誤差は 1 ％未満である。

低いことを特徴としている。

岩手実証試験では処理対象試料の放射性物質の濃度が

図 -12 に岩手実証試験終了後に実施した確認試験の状低く放射能測定器の検出限界付近の値であったため，処況を示すが，本装置の追加導入により，最終口からの一理前後の放射性物質収支に約12％の誤差が出ているが，

65

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

結合したセシウムはほとんど水に溶け出さず，強酸によ
表-8

残留固形物の溶出試験結果（福島実証試験）
JIS K0058-1 有姿攪拌試験

放射性Cs
含有量
(Bq/kg-wet)

本装置で生成される残留固形物も，放射性セシウムの

放射性Cs
溶出率
(%)

放射性Cs
溶出濃度
(Bq/L)ってもほとんど溶出しない。

Cs134 Cs137 合計 Cs134 Cs137 合計 Cs134 Cs137 合計

溶出性が低い安定化合物となっていることから，同様にアルミノケイ酸化合物の形態で存在している可能性が高い。
ただし，放射性セシウムを常にこのように安定した化

13900 24800 38700

23

42

65

1.65

1.69

1.68

合物として回収するためには，処理対象物質の元素バランスが重要となるため，すべての有機物に対して今回と同様に良好な結果が得られるか否かについては，今後，元素バランスを考慮した検討を行っていく必要があろ
う。

６．まとめ
本システムは通常の焼却炉と異なり建物基礎や炉内の図 -13

残留固形物外観

耐火煉瓦も不要で，設置撤去，移動も容易である。ま

排ガス処理装置内や排ガス中に含まれる放射性セシウム

た，放射性セシウムを拡散させずに高い減容率で安定しはすべて検出限界以下となっており，放射性物質収支のた化合物として回収でき汚染草木の減容化技術として優推定結果からも，処理対象試料に付着していた放射性セれていると考える。コスト試算でも，本システムを大規

シウムはおおむね炉内に99％以上残留していると判断で模化して10t/day程度とすれば，数年間の処理のために仮き，福島実証試験と同様の傾向が確認できた。

設焼却炉を新設する場合と比較して，有利であるとの結本装置の特徴として，高温域を炉内底部のみに留め，果が得られている。

炉内全体を低酸素状態として比較的低い温度で有機物の2 回の実証試験を経て，実用機の製作に向けての諸デ処理を行っていることが挙げられるが，そのため試料中ータが得られ，実用化の目処が立ったことから，今後はに含まれる放射性セシウムを飛灰に移行させずに，上記

既存の仮置き場や森林除染において迅速な処理が必要とのように効率良く残留固形物に回収できたと推測され，される案件への展開を目指していきたいと考えている。

本システムが，汚染草木の減容化技術として優れているものと考える。

謝辞：本報告で述べた実証試験を遂行するにあたり，福島県生活環境部，福島県土木部，岩手県総務部， (独 )（６）残留固形物の溶出試験結果について
福島実証試験で回収した残留固形物について， JIS K

日本原子力研究開発機構の方々には，大変お世話になりました．ここに記して感謝の意を表します．

0058-1 （有姿攪拌試験）に従い，放射性セシウムの溶出試験を行った。結果を表-8に示す。また，処理後の残留

参考文献

固形物の外観を図 -13 に示す。
残留固形物の放射性セシウムの溶出率は約 1.7 ％であ1 ）環境省 : 平成二十三年三月十一日に発生した東北地

ったが，これは，さまざまな汚染廃棄物の溶出試験の結方太平洋沖地震に伴う原子力発電所の事故により放果

2)と比較した場合，特に通常の焼却飛灰からの放射性セシウムの溶出率が65～ 90%であるのに比べて非常に小さい値であり，土壌と同程度となっている。
このような放射性セシウムの水への溶け出しやすさの違いは，放射性セシウムの存在形態が異なるためであ出された放射性物質による環境の汚染への対処に関する特別措置法（平成23年 8 月30日法律第 110 号）
2 ）（独）国立環境研究所

資源循環・廃棄物研究セン

ター : 放射性物質の挙動からみた適正な廃棄処理
分 , 技術資料

第四版,2014.4

る。例えば焼却飛灰中の放射性セシウムの存在形態は，

3 ）環境省 : 除染関係ガイドライン ( 第１版 ),2011.12

塩化セシウムのように水へ極めて溶けやすい塩化物が主4 ）農林水産省：『きのこ原木及び菌床用培地の当面のであり，溶出率が低い焼却主灰の場合は，アルミノケイ

指標値の設定について』の一部改正について,2012.8

酸塩が主と考えられている

66

2)。アルミノケイ酸化合物に

放電破砕によるコンクリートの破壊機構

放電破砕によるコンクリートの破壊機構
Mechanism on Concrete Fracture by Using Electric Discharge Impulses
山地

宏志

HIROSHI YAMACHI

中森

純一郎

JUN-ICHIRO NAKAMORI

放電破砕は，自己反応性溶液を電気放電により膨張させることで，爆破孔内に衝撃的に高圧力を作用させる新しい爆破工法である。その燃焼速度は，爆轟よりも小さく，爆燃領域にあるとされるため，放電破砕により，解体対象の構造物内に衝撃波動が発生するかはつまびらかでない。このため，放電破砕によるコンクリー
トの破壊が単なる内圧作用によるものであるか，衝撃波動伝播により誘起されるものであるかについても明確ではなく，放電破砕を利用した構造物解体を定量的に計画・設計することは難しい。
本研究において，筆者らは高速度カメラにより，コンクリート供試体の放電破砕・破壊過程を撮影することで，衝撃波の発生を確認するとともに，コンクリート供試体の破壊が衝撃波動の反射，回折，ならびに重ね合わせにより支配されることを明らかにした。
キーワード：放電破砕，衝撃波，構造物解体，高速度カメラ

Electric discharge impulse (EDI) is a new blasting method that evaporates self-reactive liquid andproduce high pressures in blast holes. Because its response velocity is assumed to be smaller thandetonation velocity and within deflagration region, it is not confirmed whether shock wave induced by
EDI is generated in a structure to be dismantled. Also it is not clear whether destruction of concrete by
EDI is due to a mere inner pressure action or by induced shock wave movement. Therefore, a quantitativeplanning or design of structure dismantlement involves difficulties.
In this study detailed observations were conducted utilizing a high-speed digital video camera show
cracks generated in cylindrical concrete columns by means of EDI, and clarify that destruction of aconcrete test piece is dominated by reflection, diffraction, and overlapping of shock wave movement.
Key Words: Electric Discharge Impulse(EDI), Shock Wave Movement ， Structure Dismantle, Highspeed Digital Video Camera

１．はじめにく，部材の飛散なども懸念されるため，わが国では採用されることが比較的少ない工法となっている。

構造部の解体は，ワイヤーソーなどによる切断工法，

したがって，打撃工法がわが国の汎用的な解体工法とブレーカーなどによる打撃（衝撃）工法，および火薬になっているが，今日の建設機械では与えられる打撃エネ

よる爆破工法に大きく大別される。このうち切断工法

ルギーが限定されるため，破砕能率も限定されたものとは，鉄筋の切断が可能なこと，ならびに構造物の損傷部なる。したがって，ブレーカーなどの解体作業は，環境

位を限定的できることなどの利点を有するが，適用部位負荷となり得るレベルの騒音と振動が長期にわたり継続が限定され，工期・コスト的にも負担が大きいため，そし，杭打ち作業と並ぶ，建設業の騒音・振動発生源となの適用範囲は限定される。爆破工法は，爆轟エネルギーっている。

が発生させる衝撃波によって，構造物の広範囲に損傷をここに紹介する放電破砕工法は，自己反応性溶液を電瞬間的に与えることが可能であるため，最も効率的な解気放電により膨張させることで，爆破孔内に衝撃的に高体工法であるが，発生する振動・騒音のレベルが大き圧力を作用させる新しい爆破工法であり，打撃工法より

67三井住友建設技術開発センター報告

図-1

第 12 号

均質媒体中の発破による発破孔周辺の応力波伝播の模式図 1)も効率的で，従来の爆破工法よりも騒音・振動，飛散が図-2

放電破砕工法の基本原理 4)

小さい解体工法の実現が期待される。しかしながら，その反応速度は，爆轟よりも小さい爆燃領域にあるとされ以下では，放電破砕工法の概要を示した後，このようるため，放電破砕により構造物内に衝撃波動が発生するな目的で実施した実証実験の概要とその結果，ならびに

かはつまびらかでなく，その構造物解体がどのような機これに基づく考察を示す。

構で実現されるかが明らかとされていない。
打撃工法は，衝撃により高いエネルギーを構造物に作

２．衝撃波動確認実験の概要

用させることができるが，その作用形態は準静的なものであるため，静力学の基本原理が教えるように，力の作用点近傍にしかエネルギーを及ぼさず，打撃作用により形成される損傷領域は限定される。
一方，爆破工法では，発破孔内の火薬の爆発により，発破孔壁に爆轟圧が高圧でパルス的に作用し，応力波（衝撃波）に変換され，図-1に示す経路を爆速 cd で伝播する

1)。応力波の伝播は，構造物中の離れた部位に応力を発生させ，損傷域を形成する。

（１）放電破砕工法の概要
図-2は，日立造船株式会社が開発した放電破砕システ
ム EDICS（ Electric Discharge Impulse Crushing System ）の機器構成と基本原理を示すものである。同システムは，筆者らの知る限り，実務に供される唯一の放電破砕システムである。図-2に示されるように， EDICSでは，火薬の代わりに，自己反応性溶液中に電極を挿入したカート
リッジ（エコリッジ）を使用する。起爆は，このエコリ

このように，打撃工法と発破工法では，損傷発生機構

ッジを装薬孔内に挿入し，放電衝撃発生装置内のコンデが異なり，準静的機構と動的機構とに類別することがでンサーに充電された 1,500 ～6,000Vの電力を数百 sec のきる。その機構の差異は，衝撃波の発生の有無によるも間にエコリッジに放出して行われ，放電を受けた自己反のであるから，放電破砕による構造物破壊機構を論ずる

応溶液は，瞬時に気化し，装薬孔壁にパルス状の高圧をためには，衝撃波動の発生を確認しなければならない。

作用させる。なお，エコリッジ内の溶液は，爆薬ではな

近年，発破孔近傍の媒体に発生する応力波動パターン

く，自己反応性物質であるため，一定量以上の貯蔵に関が，主として爆薬の爆速と媒体中の弾性波速度の比で定する届出を除けば，法的規制を受けないため，施工時に義されるマッハ数 Mによって支配されることが指摘され

資格・届出を必要としない。

ている

2),3)

が，衝撃波発生に至るエネルギー変換過程の詳細は未だつまびらかではない。

（２）実験概要

このため，論理的な考察から放電破砕時の衝撃波発生

放電破砕時波動発生確認実験に供した供試体は，図-を論ずることは難しく，実験的にこれを確認することが3 ，写真-1に示す円柱供試体（φ =500 mm, H=500 mm ）望まれる。筆者らは，コンクリート供試体を放電破砕しで，無筋構造とし，コンクリートは 24-12-20N のレディた際のひび割れ発生 ･ 進展過程を高速度カメラで撮影すーミクストコンクリートを使用した。

ることで，衝撃波動発生を確認できるのではないかと考

装薬は，起爆中心がこの円柱供試体中心と一致するよえた。すなわち，衝撃波動が持つ反射，回折，重ね合わう，供試体中央にφ =12 mm の装薬孔を L=280 mm 穿孔せなどの波の特性がひび割れ発生・進展過程に現れるのし，エコリッジ SS （φ10 mm×59 mm， q=2 cc ）を装薬ではないかと考えた。

後，砂を主体とした材で穴を閉塞する（填塞）。また，

68

放電破砕によるコンクリートの破壊機構

実験管理ハウス・放電衝撃発生装置
・高速度カメラ制御ユニット
・遠隔ビデオモニター
・高速度カメラ(FASTCAM SA5)・撮影用照明起爆観察ステージ

起爆ピット

防爆シート

図-3

実験に供した破砕モデル

写真-2

起爆設備・実験管理設備外観

専用照明
FASTCAM SA5

防護窓

写真-1

起爆ピット内に設置された円柱供試体
写真-3
表-1

観察ステージ上での高速度カメラの設置

衝撃発生装置 ESG-3K1 の仕様

型番
入力電源
放電電圧
出力数
充電時間
エコリッジ最大接続数
装置寸法
操作盤
W× L × H
制御盤

ESG-3K1
AC100V
3,000V
140s
3 本× 6 系統増設可能
80 × 240 × 250mm
200 × 500 × 685mm

起爆には表-1に仕様を示す放電衝撃発生装置ESG-3K1を使用することとした。
本来であれば，起爆時に対象構造物を防爆マットなどで囲繞し，飛散対策を施さねばならないが，ここでは放電破砕による供試体のひび割れ発生・進展状況を，直表-2

高速度カメラ

レンズマウント
撮像方式
濃度諧調
メモリ容量
メモリ分割
電子シャッター
映像出力
トリガ信号
インターフェース
外形寸法
質量

FASTCAM SA5 の仕様

F マウント， C マウント，
EF マウント遠隔レンズ制御
C-MOS イメージセンサー
モノクロ： AD 変換12ビット
カラー： AD 変換36ビット(RGB 各 12bit)
8GB ， 16GB ， 32GB ， 64GB
最大64分割
最小 369ns(1/2,713,000 秒 )NTSC ， PAL ， HD-SDI
TTL ，接点
ギガビットイーサネット
165mm×153mm× 242.5mm
7.15kg

接，観察するため，専用ピット（φ =3,500 mm ，H=2,100 mm ）内で起爆することとした。また，高速度

また，撮影に供した高速度カメラは表-2に仕様を示す

デジタルカメラと撮影照明を設置 ･ 保護するため，ピッFASTCAM SA5 を使用し，写真-3のように観察ステージ

ト上に写真-2のように観察ステージを設けたが，観察ス

上に，専用照明とともに設置した。なお，撮影に際してテージとピット間の開口部は，写真-2に示すように防爆は高速度カメラ類を，飛散から保護するため保護窓にシートで取り囲み，周辺への飛散防止に万全を期した。

t=10mm のアクリル板を敷設した。

69

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

３．衝撃波動確認実験の概要
写真-4は，放電破砕時のモニタービデオ画像から抽出した円柱供試体破壊過程の例を示したものである。写真-4に示されるように，試体は円周方向に 3 分割する破断面と，上下に 2 分割する破断面とが形成され，これで区切られるコンクリートブロックがそれぞれの方向に飛散する破砕モードを示した。これは，今回，実施した 3
供試体に共通する破壊形態である。
当初，上下方向の破断面は飛散後，落下時に形成されたのではないかと思量されたが，モニタービデオを確認したところ写真-4のように飛散以前に破断面が形成されていることが確認された。したがって，上下方向の破断
面は放電作用によって形成されたものである。また，円柱方向に 3 分割されたブロックの中心角はいずれもほぼ
120 度である。
写真-5に供試体表面の破壊過程を高速度カメラで撮影した画像を示す。高速度カメラ撮影は 1 秒間に 5,000 コ
マのフレームレート（撮影間隔 20 sec ）で撮影した。起爆直後 20 sec の時点をとらえた写真 -5(a) をみると，非常にひび割れ幅が狭く不明瞭ではあるが，この時点で，装薬孔周辺からだけでなく，外部境界からもひび割れが発生している。当然のことながら，自己反応性溶液気化
による体積膨張のみが，当該破砕事象を支配するならば，ひび割れの発生と進展は起爆点側からのみに限定されなければならない。
一方，放電作用によって装薬孔表面に衝撃波が発生するならば，自由境界面に達した応力波は引張に位相を転換させ反射する。一方，衝撃波は任意水平断面内でほぼ同心円状に伝播し，境界形状が円形だからその反射方向
は断面中心へと向かう。したがって，反射による引張応
力波は，外縁から中心に向かってひび割れも発生・進展することが予想される。写真 -5(b) ～ (e) をみると，果たしてそのように起爆中心側からと，外周側からのひび割れの発生・進展が確認できる。

写真-4

放電破砕による円柱供試体破壊

もちろん，衝撃波の伝播は 3 次元的なものであり，上記のひび割れ発生・進展経路は，より複雑なものであることは否めない。しかしながら，少なくとも写真-5で確

議論と，ガスの膨張速度に比べ衝撃波動の伝播速度が 1認された供試体表面のひび割れの発生・進展経路は，衝オーダー以上大きいため，ガス圧はひび割れの発生進展

撃波動伝播によらなければ実現されない。すなわち，放にほとんど寄与しないとの議論が交わされてきた。今回

電作用による衝撃波の発生は，合理的に説明された。

の実験結果，すなわち写真-5の高速度カメラで確認されまた，図 -5(f) にみられるように，自己反応性溶液のるひび割れ進展とガス漏出の時系列関係からすれば，放気化ガスが大気に漏出し始めるのは，起爆後，おおむね

電作用による破砕事象には，ガス圧はほとんど影響しな

2,000 sec 後であり，ひび割れの発生・進展より， 1 オ

いものと判断する。

ーダー以上遅れるようである。かねてより，発破による破砕では，ガス圧によりひび割れが進展・成長するとの70

放電破砕によるコンクリートの破壊機構(a)

起爆後 20 sec(b)

起爆後 200 sec

起爆後 600 sec

100 mmOutbound
crack

(c)

起爆後 400 sec

(d)

(e)

起爆後 800 sec

(f)

写真-5

起爆後2000 sec

高速度カメラによる円柱供試体表面の破壊形成過程

４．まとめ

利用した解体工法の開発が可能であることを示唆するものであるが， PBSD への適用を可能とするためには，放筆者らは，爆破による破砕事象が衝撃波動伝播に支配されることに着目し，衝撃波動の発生と伝播を制御する

電衝撃で生じる衝撃波の伝播と破壊の進展を正しく理解する必要がある。

ことで，ひび割れの発生・進展，ならびに破砕領域を制

今回の実験において，供試体が円周方向に 120 °で 3

御する爆破解体工法を提唱し， PBSD （ Precise Blasting

分割される事象は，放電破砕の波動伝播特性と破砕特性

and Smart Demolition ）の名称で，その開発を進めてきを把握する上で重要な事象と考えられる。緩やかな冷却た。

履歴を受ける溶岩は，冷却時の体積収縮により一様な引本報文では，放電衝撃の爆燃作用が，火薬の爆轟作用

張応力を受け， 120 °の頂点を持つ六角柱状節理を形成に比して，安定した衝撃力を精度よく発生し得る点に着する事象は知られている。この事象から推定すれば，衝目し，放電衝撃により衝撃波が発生するならば PBSD へ

撃放電を受けた供試体は装薬孔を軸として円周方向に一の適用が可能になると考え，その実証実験を実施した。

様な引張応力場が形成された可能性が高い。しかし，図したがって，本実験における最も重要な知見は放電作-3などから推定されるように，当該実験で発生する放電

用により衝撃波が発生することが確認されたことにあ衝撃は，起爆中心から球状，あるいは楕円体状に作用する。これは，反射，回折，重ね合わせなどの波の特性をる。したがって，当該実験の円周方向破断面が六角柱状

71三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号節理と同様の機構で発生することを確認するためには，

謝辞：本報文は三井住友建設株式会社，東京大学，日立

衝撃波の伝播により，装薬孔を軸として円周方向に一様

造船株式会社の共同研究「精密放電破砕工法の基礎実証

な引張応力場が形成されるかを検証する必要がある。

実験」の成果の一環を紹介したものです。ご指導・ご協

また，供試体を上下に二分割する破断面も，放電衝撃

力賜りました東京大学大学院

上西幸司准教授，日立造から，直接，形成されたものとは考え難い。上記のよう

船株式会社

田中幹雄様，飯塚信二様，坂本良様の各位に，放電衝撃は起爆中心から球状，あるいは楕円体状にには深甚の謝意と，今後も変わらぬご指導・ご助力を請作用するから，これにより形成される破壊域はこの形状

い，本小文の結びとさせていただきます。

と相似したものとならねばならない。一方，供試体の上下で反射する衝撃波は，時間的な遅れを伴うものの，引

参考文献

張波として供試体中央で重ね合わさり，水平な破断面を

1) 上西幸司， H.P.Rossmanith, N.Kouzniak ：爆速および形成することが推定され，今回確認された破断面を強力起爆法が発破孔近傍の岩盤の動的挙動に与える影響

的に形成することが期待される。

について，火薬学会誌， Vol.61 ，No.6， pp.254-259,

このように，今回の実験のように単純な破砕事象にお2000．

いても，実験的アプローチだけでは，その破壊機構を検2) Isobe D., M. Eguchi, K. Imanishi K, Z. Sasaki: Develop-

証し得ず，衝撃波動伝播と破壊機構を追跡する数値解析

ment of analytical and experimental systems for blast

的アプローチが不可欠となる。
今後，今回の実験結果を再現することのできる 3 次元衝撃波動伝播解析コードの開発とともに，数値上で今回

demolition of framed structures. Journal of Structual
Engineering, Vol.612, pp.73–78, 2007．
3) Rossmanith HP, Uenishi K, Kouzniak N. Blast waveの実証実験の再現を進めるものとした。実際の破砕事象

propagation in rock mass –Part I: monolithic medium ．

を再現することのできる数値解析コードは，同時に構造

Fragblast , Vol.1, pp ． 317–59, 1997;

物解体の定量的な設計・計画を可能とするものであり，PBSD の開発に不可欠な技術でもある。

724) 日立造船株式会社； http://www.hitachizosen.co.jp/gps/houden/point/浮上り機構を用いた積層ゴムの引張対策据付法に関する検討浮上り機構を用いた積層ゴムの引張対策据付法に関する検討
Characteristics of the Tensile Measures Device used for Laminated Rubber Isolator
原田浩之

HIROYUKI

HARADA

鈴木

亨

TORU

SUZUKI
KAWAI

建築技術部

河井

慶太

KEITA

構造設計ディビジョン小田稔

MINORUODA

構造設計ディビジョン南圭祐

KEISUKEMINAMI

構造設計ディビジョン牧田

瑞記

MIZUKIMAKITA

積層ゴムに過大な引張変形や引張応力を作用させることなく上部構造を浮上らせることのできる積層ゴム据付法について検討した。上部構造を浮上らせるための浮上り機構は，積層ゴムの下部フランジプレートと基礎との垂直方向の相対移動を許容し水平方向の相対移動を拘束するベースプレートと，浮上り時の挙動を支配する弾塑性部材であるゴムワッシャ，および浮上り時の引張力を基礎へと伝達する取付ボルトで構成される。
浮上り機構の主構成要素であるゴムワッシャの単体試験および実大サイズ積層ゴムの引張試験を実施した結果，今回の検討の範囲では，浮上り機構を用いた本据付法は所要の性能を有していることが確認された。
キーワード：免震構造，積層ゴム，引張対策，浮上り機構，軸力の再配分

This paper describes performance of the tensile measures device which is used for laminated rubber isolator. The device
consists of a base plate, rubber washers, and installation bolts. The base plate has columnar dent to fit in a lower flange
plate of laminated rubber and is fixed to the foundation. The rubber washer is an elasto-plastic material which control
performance when the laminated rubber lifts up. Instllation bolts transfer tensile force to the foundations. Compression
tests of rubber washers and tensile tests of full scale laminated rubber with tensile measures device was carried out. As aresults, in the range of this examinations, it was demonstrated that the tensile measures device has required performance.
Key Words: Seismically Isolated Structure, Laminated Rubber, Tensile Measures Device, Axial Force Redistribution

１．はじめに本報では，前述の引張力の再配分を利用した設計法に着目し，積層ゴムに過大な引張変形や引張応力を作用さ免震構造に不可欠な積層ゴムは，その構造上，圧縮方せることなく上部構造を浮上らせることのできる積層ゴ

向には大きな耐力を有するものの引張方向の耐力は非常

ム据付法について報告する。具体的には，大地震時に積に小さい。そのため免震構造をアスペクト比の大きい建

層ゴムに引張力が生じると図-1，図-2 に示すように下部物に適用する場合，免震層の周期を十分に長くして上部

フランジプレートが基礎から浮上る浮上り機構について

構造への地震入力を減らしたり，複数の柱の軸力をひとその挙動を支配する弾塑性部材（以下，ゴムワッシャ）

つの積層ゴムに集約して引抜き力や転倒モーメントに対の単体試験，同機構を用いたφ1300mm 積層ゴムの実大する抵抗力を大きくしたりするなどして，積層ゴムに引引張試験を行い，同機構と積層ゴムを組み合せた場合の張力を作用させない設計が行われてきた。しかしながら性能を明らかにする。

想定すべき地震動の巨大化と免震構造を適用する建物の本機構と同様の浮上り機構を用いた積層ゴム据付法に多様化によって，積層ゴムに引張力を作用させない従来

ついてはすでに幾つかの検討事例が報告されている 1)～3)の設計が難しい建物も増えてきたため，近年では上部構が，本機構に用いるゴムワッシャがゴム材料のハードニ造の部分的な浮上りを許容することによって，積層ゴム

ング現象を利用した浮上り変位の最適制御，つまり変位に作用する引張力を他の支承に再配分する設計も行われ10mm 程度までは浮上りの対抗とならないように低剛性るようになってきた。

であり，それ以上の変位になると浮上り変位を抑制する

73

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

ゴムワッシャ

ベースプレート

図-1

浮き上り機構を用いた積層ゴム据付法
引張力

フランジプレート

引抜方向の力ゴムワッシャ
が作用すると･･･
フランジプレート
アンカー
ベース
浮き上がる
プレート
プレート

スタッド

スタッド

ジベル

ジベル

(a) 平常時
図-2

ゴムワッシャ
アンカー
ベース

圧縮力
せん断の伝達プレート
プレート
ﾍﾞｰｽﾌﾟﾚｰﾄからｽﾀｯﾄﾞｼﾞﾍﾞﾙへ伝達

引張力の伝達(b) 大地震時
浮上り機構の動作メカニズム

図-3

浮上り機構の応力伝達メカニズム

ために徐々に高剛性となる剛性変化の実現を目指して新ゴムに過大な引張力や引張変形が生じることはないと考たに開発したものであること，および取付ボルトにせん

えられる。一方，積層ゴムの水平変形により生じるせん

断力が作用しないように，ベースプレートにスタッドジ

断力は，図-3 に示すように，ベースプレートと下部フラベルを設けて従来のものとは異なるせん断力伝達経路をンジプレートの嵌合部の支圧によって負担し，スタッド構築したことから，今回改めて検討を行うものである。

ジベルを通じて基礎へと伝達される。

２．浮上り機構の概要

３．ゴムワッシャ単体試験

図-1 に浮上り機構を用いた積層ゴム据付法の概要を示（１）試験体（ゴムワッシャ）の概要

す。浮上り機構はベースプレート，ゴムワッシャ，取付

図-4 にゴムワッシャの構成および寸法図を，表-1 にボルトで構成される。ベースプレートは積層ゴムの下部

各構成要素の仕様を示す。ゴムワッシャは加硫接着されフランジプレートをはめ込む円柱状の穴を有する鋼板でたゴムリングとフランジとからなる。ゴムリングは外形あり，スタッドジベルにより基礎に固定される。ゴムワ

100mm，内径 50mm，自由高さ 45mm の中空円柱の天然

ッシャは中央にボルト挿通孔を有する鋼板付きのゴムリゴムであり，フランジは中央にφ31mm のボルト挿通孔

ングであり，積層ゴムの下部フランジプレートの上に配が設けられた厚さ 9mm の鋼製円板である。

置される。取付ボルトは浮上り時の引張力を負担するボ

ゴムワッシャには積層ゴムの浮上り変位を適度に抑制

ルトであり，ゴムワッシャ・フランジプレート・ベース

する機能と，経年や温度環境の変化などによる取付ボル

プレートのそれぞれに設けられたボルト孔を貫通して基トの緩みを防止する機能が求められる。本ゴムワッシャ

礎に固定される。大地震時に引抜き力が作用すると，図では前者についてはゴム材料のハードニング現象を利用-2 に示すように，積層ゴムよりも柔らかいゴムワッシャ

した圧縮剛性の調整で，後者については積層ゴム設置時

が圧縮変形し下部フランジプレートが浮上るため，積層に予変形を与えることで対応している。

74

浮上り機構を用いた積層ゴムの引張対策据付法に関する検討

表-1

取付ボルト

組立図

構成部材

材質

規格

防錆仕様

ゴム

NR

硬さ65±10(JIS A) JIS K 6253－

一般構造用圧延鋼材 JIS G 3101

電気めっき

フランジ SS400

表-2

フランジ

外観写真

ゴムリング

ゴムワッシャの構成要素の仕様

試験方法および試験体数（単体試験）

試験名称

試験方法

数

基本
性能試験

圧縮変位20mmまで3ｻｲｸﾙ加力し，圧縮荷重と圧縮変位を記録する．

5

傾斜時
性能試験

試験体の上下面間に0.01radの傾斜を与えた状態で圧縮変位20mmまで3ｻｲｸﾙ加力し，圧縮
荷重と圧縮変位を記録する．

2

圧縮変位12mmまたは20mmまで30ｻｲｸﾙ加力し，多数回
各1繰返し試験 圧縮荷重と圧縮変位を記録する．
加熱劣化
促進試験

図-4

加熱劣化により30年相当または80年相当に劣化させた後圧縮変位20mmまで3ｻｲｸﾙ加力し，圧縮荷重と圧縮変位を記録する．加熱劣化促 各1
進条件は30年相当で80℃×7日，80年相当で80℃×18.5日である．

ゴムワッシャの構成および寸法図

引
高ナット(M30)
チャック
ねじ(M30)

取付ボルト(M30)
試験体(ゴムワッシャ)

280m

高ナット(M30)
チャック

引

図-5

単体試験の試験装置（２）試験計画
ゴムワッシャの単体性能を確認するために，実際の使用状況を模擬した圧縮試験を実施した。

参照），試験体高さによる初期管理が行えないため，圧縮荷重が 2.5kN になるまでボルトを締め付けた状態を初期状態とした。

表-2 に試験方法および試験体数を示す。試験は基本性

図-5 に試験装置の概要を示す。実際の使用状況を模擬

能試験，傾斜時性能試験，多数回繰返し試験，加熱劣化するために，500kN 万能試験機で取付ボルトを引っ張る促進試験の 4 種類とし，試験体の全高が 52mm になるまことにより，試験体を圧縮する仕組みとした。測定項目

でボルトを締め付けた状態を初期状態（荷重および変位は試験体の圧縮変位および圧縮荷重とし，50mm 変位計0）として実施した。ただし，傾斜時性能試験では試験

で試験体の圧縮変位を 2 箇所測定するとともに，万能試体設置前にあらかじめ傾斜を与えなければならず（図-8

験機に内蔵された荷重計で引張（圧縮）荷重を測定した。

75

第 12 号

三井住友建設技術開発センター報告

第 2 区間 第 3 区間

第 1 区間表-3
圧縮剛性(kN/m)

圧縮荷重(kN)

50
40
30
20
10
0
0

：第1区間
(0-10mm)：第2区間(10-15mm)：第3区間(15-20mm)

4000
3000
2000

評価対象

1000
5

10
15
圧縮変位 (mm)201(a) 荷重－変位関係
図-62載荷サイクル3(b) 圧縮剛性の変化

ゴムワッシャの基本性能試験結果

圧縮剛性
圧縮剛性 標準偏差

第1区
間

1ｻｲｸﾙ目

1.17

0.01

2ｻｲｸﾙ目

1.09

0.01

3ｻｲｸﾙ目

1.06

0.01

第
2
区
間

1ｻｲｸﾙ目

2.10

0.02

2ｻｲｸﾙ目

1.54

0.04

3ｻｲｸﾙ目

1.46

0.04

第
3
区
間

1ｻｲｸﾙ目

3.87

0.07

2ｻｲｸﾙ目

3.52

0.09

3ｻｲｸﾙ目3.51

0.08

圧縮剛性の単位：×10 3kN/m

表-4

圧縮剛性（傾斜時）

評価対象(b) 10mm 圧縮時(a) 設置時
図-7(c) 20mm 圧縮時

ゴムワッシャの変形状況

圧縮荷重(kN)

50

傾斜プレート

40
30
20
10
0
0

5

図-9

傾斜時の荷重－変位関係

傾斜プレート図-8

傾斜時試験状況

1015
圧縮変位 (mm)20(

圧縮剛性(変化率)

第1区
間

1ｻｲｸﾙ目

1.16 (0.99)

2ｻｲｸﾙ目

1.08 (0.99)

3ｻｲｸﾙ目

1.06 (0.99)

第
2
区
間

1ｻｲｸﾙ目

2.33 (1.10)

2ｻｲｸﾙ目

1.56 (1.01)

3ｻｲｸﾙ目

1.48 (1.01)

第
3
区
間

1ｻｲｸﾙ目

4.52 (1.19)

2ｻｲｸﾙ目

4.23 (1.21)

3ｻｲｸﾙ目

4.28 (1.25)

剛性の単位：×103 kN/m
)内の数値は表-3 の値に対する比．

（３）試験結果

本ゴムワッシャは開発のねらいであったゴム材料のハーａ）基本性能試験

ドニング現象を利用した圧縮剛性の調整が程度良く行え

図-6，表-3 に基本性能試験の結果を示す。ここで，ゴているといえる。

ムワッシャの圧縮剛性は，圧縮変位 0～10mm の第 1 区

図-7 にゴムワッシャの変形状況を示す。今回使用上の間，圧縮変位 10～15mm の第 2 区間，圧縮変位 15～20mm限界に設定した圧縮変形 20mmまで安定して変形しているの第 3 区間の各区間において，圧縮載荷時の荷重－変位

ことが分かる。また，ゴムワッシャは自由高から 2mm 程関係より求めることとした（以下同じ）。

度圧縮した状況で設置されるため，設置時においてもゴム

荷重－変位関係をみると，2，3 サイクル目に比べ 1 サ

リングが若干膨れていることが確認できる。なお，試験終

イクル目では 1 割程度荷重が大きくなっている。各区間了後におけるゴムワッシャの変形状態は試験開始前（設置の圧縮剛性も 1 サイクル目が最も大きくなっており，第時）とほぼ同じであった。また，試験中および試験終了後

3

3

1 区間で 1.17×10 kN/m，第 2 区間で 2.10×10 kN/m，第33 区間で 3.87×10 kN/m となっている。ここで，1 サイク

において取付ボルトに緩みは生じていなかった。
ｂ）傾斜時性能試験

ル目と 2 サイクル目の圧縮剛性を比較すると，第 1 およ

図-8 に試験状況の写真を，図-9 に荷重－変位関係をび第 3 区間では 7～8％の変化であるのに対し，第 2 区間示す。また，表-4 に各区間各サイクルにおける圧縮剛性

では 25％以上の変化となっている。これはゴム材料がハを傾斜のない場合（表-3 の数値）と比較して示す。

ードニングを開始する圧縮変位が 1 サイクル目に比べ 2
サイクル目以降で大きくなったためと考えられる。

荷重－変位関係は傾斜のない場合とほぼ同じ傾向を示しているが，ハードニングによるゴム硬化の程度が大き

各区間の圧縮剛性は，ゴム材料のハードニング現象にいように思われる。各区間の圧縮剛性は，第 1 区間およ

よって第 1，第 2，第 3 と圧縮変位が大きな区間になるにび第 2 区間の 2 サイクル目以降では傾斜のない場合とほつれて大きくなっており，第 1 区間に比べ第 2 区間ではぼ同じであるが，第 2 区間の 1 サイクル目では 1.1 倍，

1.5 倍，第 3 区間では 3.3 倍になっている。したがって，

第 3 区間では 1.2 倍になっている。

76

浮上り機構を用いた積層ゴムの引張対策据付法に関する検討

20

15
10
5
0

15
10
5
0

0

4
8
圧縮変位 (mm)12

135時間後

15
10
5
0

0

(a) 1～30 サイクル
圧縮剛性の変化率

20
28～30回

圧縮荷重(kN)

1～30回

圧縮荷重(kN)

圧縮荷重(kN)2048
圧縮変位 (mm)12(b) 28～30 サイクル

048
圧縮変位 (mm)

図-11 135 時間後の荷重－変位関係

1.2

135 時間後の圧縮剛性

表-5

評価対象

初期値

135時間後第1
区
間

1ｻｲｸﾙ目

1.10

1.12 (1.02)

2ｻｲｸﾙ目

1.16

1.17 (1.01)

3ｻｲｸﾙ目

1.13

1.13 (1.01)

1
0.8
0.6
：第1区間

0.4
0

5

10

15
20
繰返し回数（回）25

12

単位：×103 kN/m
)内の数値は初期値に対する比．

(30(c) 繰返しによる圧縮剛性の変化率
図-10

圧縮変位 12mm の繰返し試験結果
50

30
20
10
0
0

5

10
15
圧縮変位 (mm)

20

40
30
20
10
0
0

(a) 1～30 サイクル

5

10
15
圧縮変位 (mm)20(b) 28～30 サイクル
：第1区間

圧縮剛性の変化率50
28～30回

圧縮荷重(kN)

1～30回

40

圧縮荷重(kN)

圧縮荷重(kN)

50

：第2区間

：第3区間

1.2
1
0.8
0.6
0.4
0

5

10

15
20
繰返し回数（回）2530(c) 繰返しによる圧縮剛性の変化率
図-12

圧縮変位 20mm の繰返し試験結果

40

150時間後

30
20
10
0
0

5

20

図-13 150 時間後の荷重－変位関係
表-6150 時間後の圧縮剛性

評価対象

初期値

150時間後第1
区
間

1ｻｲｸﾙ目

1.19

1.03 (0.87)

2ｻｲｸﾙ目

1.08

1.01 (0.94)

3ｻｲｸﾙ目

1.06

0.99 (0.94)

第
2
区
間

1ｻｲｸﾙ目

2.09

1.42 (0.68)

2ｻｲｸﾙ目

1.54

1.31 (0.85)

3ｻｲｸﾙ目

1.41

1.31 (0.93)

第
3
区
間

1ｻｲｸﾙ目

3.84

3.18 (0.83)

2ｻｲｸﾙ目

3.40

3.10 (0.91)

3ｻｲｸﾙ目

3.62

3.04 (0.84)(ｃ）多数回繰返し試験

1015
圧縮変位 (mm)単位：×103 kN/m
)内の数値は初期値に対する比．

図-10，図-11，表-5 に圧縮変位 12mm の試験結果を，第 2，第 3 の各区間においてそれぞれ初期の 85％，60％，

図-12，図-13，表-6 に圧縮変位 20mm の試験結果を示す。

80％になっている。試験終了後 150 時間経過後においても圧縮変位が 12mm の場合には繰返し加力による圧縮剛

第 1 および第 3 区間では初期の 85％，第 2 区間では初期性の変化はほとんどなく，試験終了後 135 時間後にはほの 70％にまでしか圧縮剛性は回復していない。しかしなぼ初期の状態に戻っている。したがって，圧縮変位 12mm

がら，試験終了後においても取付ボルトに緩みは生じてお

以下の使用条件であれば，繰返しによる圧縮剛性の変化

らず，ゴム高さ（自由高）の変化も-0.3mm とごくわずかは無視することができる。

であったため，繰返しによる圧縮剛性の低下が許容できる

一方，圧縮変位が 20mm の場合には繰返し回数が増す
につれて圧縮剛性は低下しており，30 サイクル目には第 1，のであれば，これ以降の継続使用も可能であると考えられる。

77

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

50
劣化前

30
20
10
0
0

5

10
15
圧縮変位 (mm)

40

50
30年相当

30
20
10
0
0

20

5

10
15
圧縮変位 (mm)

80年相当

40

圧縮荷重(kN)

40

圧縮荷重(kN)

圧縮荷重(kN)

50

30
20
10
0
0

20

(b) 30 年相当劣化後(a) 劣化前
図-14

5

10
15
圧縮変位 (mm)20(c) 80 年相当劣化後

加熱劣化前後における荷重－変位関係ｄ）加熱劣化促進試験

表-7-7 に加熱劣化前後における圧縮剛性の変化を示す。
経年による圧縮剛性の変化は第 1 区間で最も大きく，
30 年相当の劣化で+11～+15％，80 年相当の劣化で+19％になっている。第 2 区間，第 3 区間と圧縮変位の大きな区間になるにつれてその程度は小さくなる傾向にあるものの，総括的には 30 年で+10％程度，80 年で+20％程度の剛性変化が生じるものと考えられる。

加熱劣化による圧縮剛性の変化

評価対象

劣化前 30年相当劣化

80年相当劣化

第1
区
間

1ｻｲｸﾙ目

1.16

1.29 (1.11)

1.39 (1.19)

2ｻｲｸﾙ目

1.09

1.23 (1.13)

1.29 (1.19)

3ｻｲｸﾙ目

1.06

1.22 (1.15)

1.27 (1.19)

第
2
区
間

1ｻｲｸﾙ目

2.20

2.39 (1.09)

2.60 (1.18)

2ｻｲｸﾙ目

1.54

1.67 (1.09)

1.79 (1.16)

3ｻｲｸﾙ目

1.46

1.59 (1.09)

1.67 (1.15)

第
3
区
間

1ｻｲｸﾙ目

3.58

3.68 (1.03)

3.98 (1.11)

2ｻｲｸﾙ目

3.36

3.49 (1.04)

3.83 (1.14)

3ｻｲｸﾙ目

3.15

3.42 (1.09)

3.78 (1.20)

図-14 に加熱劣化前後における荷重－変位関係を，表

単位：×103 kN/m ，( )内の数値は劣化前に対する比．

４．実大引張試験

45

上部フランジプレート φ1,600

積層ゴム φ1,300

試験体の断面図を，表-8 に積層ゴムの諸元を示す。

下部フランジプレート φ1,830

積層ゴムは直径 1,300mm，ゴム層総厚 254.8mm であり，

ベースプレート 1,950
アタッチプレート 2,700×2,500

下部フランジプレートの厚さは 60mm である。ベースプ

図-15

レートは溝部深さ 40mm，溝部直径 1,853mm（下部フラ試験体の断面図
取付ボルト（M30）

ンジプレートの直径+3mm）であり，実際の応力伝達経

ゴムワッシャ

路を再現するために，下部反力盤上に固定されたアタッチプレートにスタッドジベルの位置でボルト固定した（図-16 参照）。ゴムワッシャは３章の単体試験で使用したものと同じであり，試験開始時に未使用のものを設置し，ジグ固定ボルト 1

フランジプレート
ベースプレート

アタッチプレート（試験ジグ）
スタッドジベルの代わり （M24）

試験終了まで同じものを使用した。
表-9 に各試験の試験方法を，表-10 に試験条件および試験順序を示す。引張試験は引張変位のみを与える単純

ジグ固定ボルト 2

下部反力盤

図-16

引張試験，オフセットせん断変形を与えた状態で引張変位を与えるオフセットせん断－引張試験，オフセット引80

構造性能を確認するために引張試験を行った。図-15 に試験体設置のイメージ図

表-8

積層ゴムの諸元

ゴム材料

G=0.39 N/mm2

張変位を与えた状態でせん断変形を与えるオフセット引

ゴム直径

外径=1300mm，内径=65mm

張－せん断試験の 3 種類とした。また，引張試験前後に

ゴム断面積

1.324 m2

おける基本性能の変化を確認するために，出荷時検査とゴム層厚×層数

9.8mm×26層=254.8mm

形状係数

S1=31.5，S2=5.1

同様の基本性能試験を適宜行うこととした。
図-17 に試験機の外観図を，表-11 に測定項目および測定機器を，図-18 に測定位置の概略図を示す。

78

基本性能

60

アタッチプレート80

実大サイズの積層ゴムと浮上り機構を組み合せた時のベースプレート

413.3（１）試験計画40

ゴムワッシャ

鉛直剛性

5260×103 kN/m

水平剛性

2.04×103 kN/m

浮上り機構を用いた積層ゴムの引張対策据付法に関する検討

表-9

試験方法

表-10

試験条件および試験順序

試験名称

測定方法

No

試験区分

鉛直ひずみ
または 面圧

単純引張試験

規定の引張変位を3サイクル与え，鉛直荷重－鉛
直変位関係を記録する．

せん断ひずみ(水平変位)

1

基本(水平剛性)±100％ (±254.8mm)

15N/mm2 (19860kN)

ｵﾌｾｯﾄせん断- 引張試験

規定のオフセットせん断ひずみを与えた状態で，規定の引張変位を3サイクル与え，鉛直荷重－鉛
直変位関係を記録する．

2

基本(鉛直剛性)

0％ (0mm)15N/mm2±30％

3

単純引張

0％ (0mm)0～3.9％ (0～10mm)

規定の引張変位を与えた状態で，規定のせん断
ひずみを3サイクル与え，水平荷重－水平変位関係を記録する．

4

ｵﾌｾｯﾄせん断-引張 ＋100％ (＋254.8mm) 0～3.9％ (0～10mm)

ｵﾌｾｯﾄ引張- せん断試験5

ｵﾌｾｯﾄ引張-せん断 ±100％ (±254.8mm)

6

基本(水平剛性)±100％ (±254.8mm)

15N/mm2 (19860kN)

7基本(鉛直剛性)

0％ (0mm)15N/mm2±30％8ｵﾌｾｯﾄせん断-引張 ＋200％ (＋509.6mm) 0～3.9％ (0～10mm)

9

ｵﾌｾｯﾄ引張-せん断 ±200％ (±509.6mm)

面圧15N/mm2 相当の鉛直荷重を載荷し，せん断
ひずみγ＝±100％を3サイクル与え，3回目の履
歴特性の最大変位値と最大荷重値の交点とその各最小値の交点を結んだ直線の傾きを算出する．

基 水平剛性本
性能試
験 鉛直剛性

面圧15N/mm2 相当の鉛直荷重を載荷し，荷重振幅±30％を3サイクル加力した時の3回目の履歴特性の最大変位値と最大荷重値の交点とその各最小値の交点を結んだ直線の傾きを算出する．

表-11

測定項目および測定機器

測定項目

3.9％ (10mm)

3.9％ (10mm)

10 基本(水平剛性)±100％ (±254.8mm)

15N/mm2 (19860kN)

11 基本(鉛直剛性)

0％ (0mm)15N/mm2±30％

12 基本(水平剛性)±100％ (±254.8mm)

15N/mm2 (19860kN)

13 基本(鉛直剛性)

0％ (0mm)15N/mm2±30％

14 単純引張0％ (0mm)

0～7.8％ (0～20mm)

記号

計測機器

仕様

水平変位

－

試験機内蔵変位計±800mm

15 ｵﾌｾｯﾄせん断-引張 ＋100％ (＋254.8mm) 0～7.8％ (0～20mm)

水平荷重

－

ロードセル

8,000kN

16 ｵﾌｾｯﾄ引張-せん断 ±100％ (±254.8mm)

上下反力盤間変位

D1～D4

接触式変位計±25mm

17 ｵﾌｾｯﾄせん断-引張 ＋200％ (＋509.6mm) 0～7.8％ (0～20mm)

ゴムワッシャ鉛直変位

F1～F3

積層ゴム鉛直変位

L1,L2

レーザー変位計

±40mm

鉛直荷重

－

ロードセル

3,500kN

7.8％ (20mm)

18 ｵﾌｾｯﾄ引張-せん断 ±200％ (±509.6mm)

アクチュエータ（鉛直，4 箇所）

7.8％ (20mm)

19 基本(水平剛性)±100％ (±254.8mm)

15N/mm2 (19860kN)

20 基本(鉛直剛性)

0％ (0mm)15N/mm2±30％

下部フランジプレート

ベースプレート

F1
⑦
⑧

⑥

D1
⑤

L1

L2

1,500

⑩

＋側

1,800

加力方向

⑨

1,300

D3

－側

F2
④

⑪

③
②

D2

⑫

F3
10,000

上部
反力盤
反力柱

D4

①

2,200
下部反力盤

【凡例】
下部
反力盤

：①～⑫ ゴムワッシャ：D1～D4 反力盤間変位：L1～L2 積層ゴム引張変位：F1～F3 下部 FPL 浮上り変位

試験体

上部反力盤
ゴムワッシャ

L1～L2
積層ゴム

下部フランジプレート

D1～D4

F1～F3

ベースプレート
5,200

図-17

試験機の外観図

下部反力盤

図-18

測定位置の概略図79

第 12 号

0
-200
-400
-600

0
-200
-400
-600

-20

-15
-10
-5
試験体の鉛直変位 (mm)0(b) ゴムワッシャの荷重－変位関係
図-19

2

0

0
-200

-0.15

-400

-0.30

-600
-3

-20
-15
-10
-5
0
ゴムワッシャの鉛直変位 (mm)(a) 試験体の荷重－変位関係

+0.15

200
鉛直荷重(kN)

200
鉛直荷重(kN)

鉛直荷重(kN)200

平均面圧(N/mm )三井住友建設技術開発センター報告-2-10
積層ゴムの鉛直変位 (mm)

-0.45
1

(c) 積層ゴムの荷重－変位関係

単純引張試験結果（２）試験結果の圧縮剛性を個数倍したものを浮上り機構の鉛直剛性と以下では，試験体の鉛直変位は D1～D4 の平均値，ゴ

みなすことが可能である。

ムワッシャの鉛直変位は F1 と F3 の平均値，積層ゴムの最後に，積層ゴムの荷重－変位関係より3サイクル目

鉛直変位は L1 と L2 の平均値とした。また，下部フランの引張剛性を最小2乗法で求めると3.0×105kN/mとなる。

ジプレートの回転角は F1 と F3 の差分より求めた。

これは基本性能試験結果より求めた圧縮変位1mmまでの圧ａ）単純引張試験

縮剛性3.2×105kN/mとほぼ同じ値であった。また，基本性

図-19 に単純引張試験結果を示す。図(a),(b),(c)とも能試験で求めた初期圧縮剛性4.7×106kN/mの1/16であり，に縦軸は鉛直荷重（図(c)の右縦軸は積層ゴムの平均面積層ゴムの引張変位にフランジプレートの面外変形が含ま圧）であり引張側を負としている。横軸はそれぞれ試験

れていないために，過去に行われたφ1,200mm積層ゴムの体の鉛直変位，ゴムワッシャの鉛直変位，積層ゴムの鉛引張試験結果（圧縮剛性の1/28）4)よりも高率であった。

直変位であり，試験体および積層ゴムは引張側，ゴムワｂ）オフセットせん断－引張試験
図-20 にオフセットせん断変形 509.6mm（せん断ひずみ

ッシャは圧縮側を負としている。
試験体の鉛直変位が-20mm のときの鉛直荷重は-488kN，200％）時の試験結果を，図-21 に鉛直変位-20mm の時の試積層ゴムの平均面圧は-0.37N/mm2 であり，積層ゴムの引験状況写真を示す。ここで，図-20(d)の縦軸は下部フラン

張限界強度の基準値-1N/mm2 の 40％以下である。積層ゴ

ジプレートの回転角であり，図-18 に示す F1 側の浮上り変

ムの鉛直変位も最大-1.8mm であり，鉛直剛性の線形性も位が F3側よりも大きい場合を正としている。
また，
図-20(e)

保たれていることから，積層ゴムに引張降伏は生じていと(f)の横軸はそれぞれゴムワッシャと積層ゴムの補正鉛直ないものと考えられる。

変位（実測された鉛直変位を上下鉛直荷重作用線の中心位

試験体の荷重－変位関係より，下部フランジプレート

置における鉛直変位に換算したもの，図-22 参照）である。

が完全に浮上った後の載荷時 3 サイクル目の鉛直剛性を

オフセットせん断変形を与えると浮上り機構の嵌合部求めると，ゴムワッシャの第 1 区間に相当する-3～-12mmに圧縮力が生じ，浮上り時の摩擦抵抗力が大きくなるた

4の範囲で 1.13×10 kN/m， 第 2 区間に相当する-12～め，引張荷重は単純引張試験よりも大きくなると予想さ

4-17.5mm の範囲で 1.68×10 kN/m となる。これは後述のれる。しかしながら，試験体の鉛直変位-20mm の時の鉛

ゴムワッシャおよび積層ゴムの鉛直剛性を直列ばねとし

直 荷 重 は -496kN ， 積 層 ゴ ム の 平 均 面 圧 に 換 算 し てて計算した鉛直剛性のそれぞれ 97％および 95％に相当-0.37N/mm2 であり，単純引張試験とほぼ同じ値であった。

する。フランジプレートの面外剛性が考慮されていない

これはせん断変形によって積層ゴムの引張剛性が低下ため両者は完全には一致していないが，前述の直列ばねしたためと考えられる。確認のため，鉛直荷重と積層ゴによる剛性計算は実用的には十分な精度であるといえる。

ムの補正鉛直変位の関係（図-20(f)）から 3 サイクル目

ゴムワッシャの荷重－変位関係より，ゴムワッシャのの引張剛性を最小 2 乗法で求めると，せん断ひずみ 100％

鉛直変位が-2～-10mm までの第 1 区間および-10～-15mm

時で 2.70×105kN/m，200％時で 1.67×105kN/m であり，までの第 2 区間における載荷時 3 サイクル目の鉛直剛性

それぞれ単純引張試験結果の 90％，56％であった。

44を求めるとそれぞれ 1.30×10 kN/m，1.89×10 kN/m とな

図-23 にせん断ひずみ 0％を基準とした積層ゴムの引る。これらの値をゴムワッシャ 1 個あたりに換算すると

張剛性の変化率 k とせん断ひずみ の関係を示す。両者

33それぞれ 1.08×10 kN/m，1.58×10 kN/m であり，表-3の関係は，せん断ひずみ 200％までの範囲では，同図中に示したゴムワッシャ単体の圧縮剛性とおおむね一致すに実線で示した式(1)で精度良く模擬できている。

る。したがって，下部フランジプレートが単純引張試験のようにまっすぐに浮上る場合には，ゴムワッシャ単体

80

k

1 0 .112(1)

浮上り機構を用いた積層ゴムの引張対策据付法に関する検討

-600

-600
-20

-15
-10
-5
試験体の鉛直変位 (mm)

0

-6
-15
-10
-5
試験体の鉛直変位 (mm)(d) 下部フランジプレートの回転角
図-20

2

200

0
-200
-400

0

-0.45
-4
-2
0
2
積層ゴムの鉛直変位 (mm)(c) 積層ゴムの荷重－変位関係

-600
-20

-0.30
-6

鉛直荷重(kN)

-3

-400
-600

200

0

-0.15

(b) ゴムワッシャの荷重－変位関係

3

0

-200

-20
-15
-10
-5
0
ゴムワッシャの鉛直変位 (mm)

鉛直荷重(kN)

下部ﾌﾗﾝｼﾞﾌﾟﾚｰﾄの回転角(×0.001 rad)(a) 試験体の荷重－変位関係

-9

-400

平均面圧(N/mm )

-400

-200

0

+0.15
2

-200

0

+0.15

平均面圧(N/mm )0200
鉛直荷重(kN)

200
鉛直荷重(kN)

鉛直荷重(kN)

200

0

0

-200

-0.15

-400

-0.30

-600

-20
-15
-10
-5
0
ゴムワッシャの補正鉛直変位 (mm)

-0.45
-6

(e) ゴムワッシャの荷重－補正変位関係

-4
-2
0
2
積層ゴムの補正鉛直変位 (mm)(f) 積層ゴムの荷重－補正変位関係

オフセットせん断－引張試験結果（オフセットせん断ひずみ 200％）

δ
取付ボルト

δ

(L1 +L2)/2-δθ/2(L1 +L2)/2
θ

ゴムワッシャ

F1

θ

積層ゴムの鉛直変位(F1 +F3 )/2F1F3積層ゴムの補正鉛直変位(F1 +F3 )/2+δθ/2

F3

ゴムワッシャの補正鉛直変位

ゴムワッシャの鉛直変位
ベースプレートδ/2
下部フランジプレート

オフセットせん断－引張試験の状況

0.8
0.6
式(1)

0.4
0.2
0

図-23

0.5
1
1.5
せん断ひずみ引張剛性の変化率2

図-22

鉛直変位と補正鉛直変位-150

浮上り開始変位(mm)1.0

浮上り開始荷重(kN)

引張剛性の変化率

図-21

-200
-250
式(2)

-300
-350
0

図-24

200

400 600 800 1000
水平荷重 (kN)

浮上り開始荷重の変化

図-20(a)および(d)をみると，嵌合部の支圧力によっ

0
式(3)

-3
-6
-9
-12
0

図-25

200

400 600 800 1000
水平荷重 (kN)

浮上り開始変位の変化れる。

て当該箇所における浮上りが拘束され，下部フランジプ

なお，今回の検討の範囲では回転角の最大値は 0.008rad

レートに回転（水平面に対する傾斜）が生じていることであり，使用上の限界の目安とされる 0.01rad 以下であが分かる。回転角は下部フランジプレート全体が浮上るったが，積層ゴムのせん断変形が今回の検討の範囲を超直前で-0.008rad の最大値に達し，その後，下部フランジ

えて大きくなると，引張応力よりも先に回転角が限界に

プレート全体が浮上り始めると徐々に小さくなっている。

達することも十分に考えられるため注意が必要である。

ここで，下部フランジプレート全体が浮上り始めると

図-24 に下部フランジプレート全体が浮上り始めると回転角が小さくなる理由としてはゴムワッシャのハード

きの鉛直荷重（以下，浮上り開始荷重）と水平荷重の関ニングに伴う圧縮剛性の変化が考えられる。つまり，嵌

係を，図-25 に下部フランジプレート全体が浮上り始め合部側のゴムワッシャが圧縮変形を始める頃にはその反るときの鉛直変位（以下，浮上り開始変位）と水平荷重対側のゴムワッシャはすでに大きく圧縮変形しているたの関係を示す。

め，嵌合部側よりもゴムワッシャの抵抗力が大きくなっ浮上り開始荷重 F と水平荷重 Q の関係は式(2)で，浮て，これ以降の変形があまり進まなかったものと考えら

上り開始変位 D と水平荷重 Q の関係は式(3)で表現でき

81

200
鉛直荷重(kN)

水平荷重(kN)

1000
500
0
-500

-1000

0
-200
-400
-600

-500

-250
0
250
水平変位 (mm)

500

-500

(a) 水平方向の荷重－変位関係500(b) 鉛直荷重－水平変位関係

図-26

鉛直荷重(kN)

500
0
-500

-1000

0
-200
-400
-600

-500

-250
0
250
水平変位 (mm)

500

-500

(a) 水平方向の荷重－変位関係
図-27

2
1
0
-1
-2
-500

-250
0
250
水平変位 (mm)500(c) 下部フランジプレートの回転角

オフセット引張 10mm の試験結果
200

1000
水平荷重(kN)

-250
0
250
水平変位 (mm)

下部ﾌﾗﾝｼﾞﾌﾟﾚｰﾄの回転角(×0.001rad)

第 12 号-250
0250
水平変位 (mm)500(b) 鉛直荷重－水平変位関係

下部ﾌﾗﾝｼﾞﾌﾟﾚｰﾄの回転角(×0.001rad)

三井住友建設技術開発センター報告

2
1
0
-1
-2
-500

-250
0
250
水平変位 (mm)500(c) 下部フランジプレートの回転角

オフセット引張 20mm の試験結果る。ここで，式(2)よりせん断ひずみ 300％（ Q

1,560kN）

プレートの回転により，一部のゴムワッシャの圧縮変位における浮上り開始荷重を求めると-491kN となる。また，はすでに第 2，第 3 区間に入っているためと考えられる。

鉛直変位を-20mm，下部フランジプレートが完全に浮上したがって，下部フランジプレートに大きな回転が生り始めた後の鉛直剛性をゴムワッシャの第 2，第 3 区間

じる場合には，ゴムワッシャ単体の圧縮剛性を個数倍しの圧縮剛性の平均値の個数倍と仮定し，浮上り後の荷重て浮上り機構の鉛直剛性とすることは難しく，ゴムワッ

変化を求めると-716kN となる。したがって，せん断ひず

シャ個々の圧縮変位を見極めた上で全体の鉛直剛性を推

み 300％，鉛直変位-20mm の時の引張荷重は 1,207kN，定する必要があると考えられる。

2

積層ゴムの平均引張面圧に換算して 0.91N/mm となるたｃ）オフセット引張－せん断試験

め，この条件下において積層ゴムが引張降伏することは

図-26 と図-27 にオフセット引張－せん断試験の結果ないものと考えられる。ただし，式(3)によればこのときを示す。図-26 は試験体の鉛直変位が-10mm の場合，図下部フランジプレートの嵌合部側は浮上っておらず，積-27 は-20mm の場合である。

層ゴムには 0.02rad を超える回転が生じていると考えら

水平方向の荷重－変位関係をみると，積層ゴムに浮上れるため，実際にこの条件下での使用を想定する場合にりが生じた場合でも水平剛性の線形性は確保されており，は，回転に対する検討が必要である。

せん断ひずみ 100％時で 2.10×103kN/m，200％時で 1.97

F

185 4 10 2 Q 10 4 Q 2(2)D

2 9 10 6 Q 2(3)

ここに， F ：浮上り開始荷重（kN）

×103kN/m であって，表-8 に示した基本性能と非常に良く一致している。したがって浮上りが生じた場合でも積層ゴムは所要の水平性能を保持し続けているといえる。
鉛直荷重と水平変位の関係をみると，水平変位のプラ

D ：浮上り開始変位 （mm）
Q ：水平荷重 （kN）

ス側とマイナス側で程度は異なるものの，水平変形が大鉛直荷重とゴムワッシャの補正鉛直変位の関係（図試験体の伸びに伴う引張荷重の増加よりも積層ゴムの剛-20(e)）から，補正鉛直変位が-6～-10mm の第 1 区間に性低下に伴う引張荷重の減少の方が影響が大きかったた

おける載荷時 3 サイクル目の鉛直剛性を求めると 1.47×

めと考えられる。

きくなるにつれて引張荷重は小さくなっている。これは4

10 kN/m となり，単純引張試験結果の 1.13 倍になってい3下部フランジプレートの回転角をみると，試験体の鉛る。ゴムワッシャ 1 個当たりに換算すると 1.23×10 kN/m

直変位が-10mm の時の方が-20mm の時よりも大きくなっであり，ゴムワッシャ単体試験結果の第 1 区間と第 2 区ている。これはゴムワッシャの圧縮剛性が非線形であり，間の圧縮剛性の平均値程度になっている。これは，補正

圧縮変位が 15mm を超える第 3 区間では圧縮変位 10mm

鉛直変位が第 1 区間の範囲内にあっても，下部フランジまでの第 1 区間に比べ 3 倍以上の高剛性となるためと考82

浮上り機構を用いた積層ゴムの引張対策据付法に関する検討

250
0
-250
-500

250
0
-250
-500

-250

-125
0
125
水平変位 (mm)

250

-125
0
125
水平変位 (mm)

25

25

10
5
2

4
6
8
鉛直変位 (mm)10(c) 試験 No.2 の荷重－変位関係
図-28
表-12
評価対象

20
15
10
5
2

0

4
6
8
鉛直変位 (mm)6(0.97)

16 時間放置)内は変化率

10
試験番号

12

19

図-29

水平剛性の変化(1.00)(0.99)(0.99)(0.99)

11
試験番号

13

20

4900
4800 (1.00)
4700
4600
(

4500

(d) 試験 No.20 の荷重－変位関係)内は変化率7

図-30

鉛直剛性の変化

初期と最終の基本性能試験結果

位置①

位置④

位置⑦

第
1
区
間

1ｻｲｸﾙ目

1.10 (0.94)

1.11 (0.94)

1.10 (0.93)

2ｻｲｸﾙ目

1.08 (0.99)

1.07 (0.98)

1.09 (1.00)

3ｻｲｸﾙ目

1.07 (1.00)

1.08 (1.01)

1.08 (1.01)

第
2
区
間

1ｻｲｸﾙ目

1.72 (0.82)

1.78 (0.85)

1.68 (0.80)

2ｻｲｸﾙ目

1.40 (0.91)

1.42 (0.92)

1.40 (0.91)

3ｻｲｸﾙ目

1.36 (0.93)

1.38 (0.94)

1.37 (0.94)

第
3
区
間

1ｻｲｸﾙ目

3.49 (0.90)

3.59 (0.93)

3.45 (0.89)

2ｻｲｸﾙ目

3.27 (0.93)

3.34 (0.95)

3.26 (0.93)

3ｻｲｸﾙ目

3.22 (0.92)

3.22 (0.92)

3.22 (0.92)

単位：×10 kN/m ，(((0.99)(0.98)

2

ゴムワッシャの圧縮剛性

3(1.00)

1900

10

50
圧縮荷重(kN)

0鉛直剛性(×10 3 kN/m)(b) 試験 No.19 の荷重－変位関係
3015(1.01)

1(a) 試験 No.1 の荷重－変位関係

20

2000

250

30

200％経験

200％経験

2100

1800
-250

鉛直荷重(MN)

鉛直荷重(MN)

2200
水平剛性(kN/m)

500
水平荷重(kN)

水平荷重(kN)

500

40
30
20
10
0
0

図-31

番号④

5

10
15
圧縮変位 (mm)20

ゴムワッシャの荷重－変位関係)内の数値は表-3 の値に対する比．

（３）ゴムワッシャの残存性能えられる。つまり，鉛直変位が-10mm の時よりも-20mm

実大引張試験で使用したゴムワッシャの残存性能を確の時の方が取付ボルトの固定度が高まったために回転角認するために，実大引張試験の約 1 ヶ月後に単体試験をが小さくなったと考えられる。なお，ゴムワッシャの鉛実施した。試験体は図-18 に示す番号①，④，⑦の位置

直変位は試験体の鉛直変位が-10mm の時で-8～-9mm，で使用した 3 体であり，実大引張試験における最大圧縮-20mm の時で-17～-18mm であった。

変位はそれぞれ 18.4mm，17.9mm，19.9mm である。
表-12，図-31 に試験結果を示す。第 1 区間の圧縮剛性

ｄ）基本性能試験
図-28 に初期（試験 No.1,2）および最終（試験 No.19,20）をみると 1 サイクル目では 6～7％低下しているものの，の基本性能試験の荷重－変位関係を示す。また，図-29，

2,3 サイクル目では初期とほぼ同じ値になっている。一方，

図-30 にそれぞれ水平剛性および鉛直剛性の変化を示す。

第 2，第 3 区間をみると，2 サイクル目以降でも 5～9％水平および鉛直方向ともに初期および最終の荷重－変の剛性低下が認められ，第 2 区間の 1 サイクル目では最位関係に有意な差は認められず，剛性の変化も水平で-3％，

大 20％の剛性低下が認められる。しかしながら，外観に鉛直で-1％と非常に小さい。したがって，本機構を用い損傷はなく，荷重－変位関係も初期と大差なく安定してて据付けられたφ1,300mm の積層ゴムは，20mm 程度のいる。また，別途実施した寸法検査によればゴム高さ（自2

浮上りが生じ 500kN（平均面圧 0.38kN/mm ）の引張力が由高）の変化も-0.3～-0.5mm とごくわずかであった。し作用した後も健全であり，継続使用可能であると考えらたがって，上記鉛直剛性の変化が許容できるのであれば，れる。なお，水平剛性の低下はせん断ひずみ 200％の水実大引張試験によって最大圧縮変位 20mm，最大回転角

平載荷によるものであり，積層ゴムの浮上りや引張応力

0.008rad，累積変位 700mm 以上を経験したゴムワッシャ

による影響はごくわずかであると推測される。

のこれ以降の継続使用も可能であると考えられる。

83三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

５．まとめ

以上より，本浮上り機構を用いた積層ゴム据付法は，積層ゴムに過大な引張変形や引張応力を作用させること積層ゴムに過大な引張変形や引張応力を作用させずになく上部構造を浮上らせることのできる据付法のひとつ

上部構造を浮上らせることのできる積層ゴム据付法につであることが実証されたといえる。ただし，積層ゴムのいて検討した。浮上り機構の主構成要素であるゴムワッ

せん断変形が今回の検討の範囲を超えて大きくなると，

シャの単体試験および浮上り機構を用いたφ1,300mm の浮上り時における下部フランジプレートの回転角が積層ゴムの引張試験を実施し，以下の結論を得た。

0.01rad 以上となり，引張応力よりも先に回転角が使用上の限界に達することがあるため注意が必要である。
なお，浮上り機構と積層ゴムを組み合せた時の性能は，（１）ゴムワッシャの単体性能について① 圧縮変位 0～10mm の第 1 区間，10～15mm の第想定する使用条件のみならず，嵌合部の平滑度や各部の2 区間，15～20mm の第 3 区間における処女載荷時

クリアランス等によっても変化するため，これら諸条件

3の変化が各性能に及ぼす影響を把握することも重要と考

10 kN/m，3.87×10 kN/m である。

えられるが，それらについては今後の検討課題としたい。

の 圧 縮 剛 性 は そ れ ぞ れ 1.17× 10 kN/m， 2.10×
3

3② 0.01rad の回転（上下面間の相対的な傾斜）が生じても第 1 区間の圧縮剛性はほとんど変化しない。
第 2 および第 3 区間の圧縮剛性はそれぞれ 1.1

参考文献
1）荻野伸行，加藤直樹，柳勝幸，開發美雪，堀田 祐介，
和田章：IBT ワッシャを用いた φ1100 積層ゴムの性倍，1.2 倍になる。
③ 12mm の圧縮変位を 30 回繰返し経験しても圧縮能確認試験（その 1）～（その 3），日本建築学会大剛性はほとんど変化しない。20mm の場合には第 1，会（東北）学術講演梗概集 B-2 分冊，pp.837-842，2009.7

第 2，第 3 区間の圧縮剛性はそれぞれ 0.85 倍，0.60

2）藤波健剛，龍神弘明，森本 敏幸，五十嵐治人，柳勝
幸，開發美雪，前野慧，和田章：ゴムリングを用い倍，0.80 倍になる。
④

30 年および 80 年相当の経年変化により圧縮剛た φ1100 積層ゴムの性能確認試験（その 1）～（その 4），日本建築学会大会（北陸）学術講演梗概集 B-2

性はそれぞれ 1.1 倍，1.2 倍になる。

分冊，pp.219-226，2010.7（２）積層ゴムと浮上り機構を組み合せた時の性能についてゴムリングを用いたφ1300 積層ゴムの性能確認試験①（その 1）～（その 3），日本建築学会大会（関東）

積層ゴムの平均引張応力は鉛直変位-10mm で0.22～0.26N/mm2，-20mm で 0.36～0.37N/mm2 で2あり，引張限界強度の基準値 1N/mm の 40％未満である。
②

積層ゴムのせん断変形によって浮上り機構の嵌合部に圧縮力が生じると，当該箇所における浮上りが拘束され回転が生じる。回転角は積層ゴムのせん断力に支配され，下部フランジプレート全体が浮上る直前で最大となる。せん断ひずみ 200％
（せん断力 1,000kN）の場合，鉛直変位-10mm で回転角は最大となり 0.008rad に達する。

③

積層ゴムの引張剛性は水平変形 0 で 3.0×
105kN/m，255mm(γ=100％)で 2.7×105kN/m，510mm(γ=200％)で 1.6×105kN/m であり，水平変形が大きくなるにつれて低下する傾向にある。

④

積層ゴムに浮上りが生じても水平方向の荷重－
変位関係は線形性を保っており水平剛性も変化しない。また，浮上り経験後においても積層ゴムの水平および鉛直の基本性能に変化は認められない。

843）熊澤千果生，高坂隆一，柳勝幸，前野慧，和田明：

学術講演梗概集 B-2 分冊，pp.493-498，2011.7
4）村松佳孝，西川一郎，川端一三，高山正春，木村雄
一：大サイズ天然ゴム系積層ゴムアイソレータの引張特性，日本建築学会技術報告集第 12 号，pp.53-56，
2001.1

高強度異形鉄筋を用いて接合した柱 RC 梁 S 混合構造の加力実験

高強度異形鉄筋を用いて接合した柱ＲＣ梁Ｓ混合構造の加力実験
Loading Tests of Mixed Structures Connecting Steel Beams to RC Columns
Using High Strength Deformed Bars
江頭寛

HIROSHIEGASHIRA

小坂

英之

HIDEYUKIKOSAKA松永

健太郎

KENTARO

MATSUNAGA

構造設計ディビジョン小林

知己

TOMOMI

KOBAYASHI

構造設計ディビジョン土居和雅

KAZUMASA

DOI

建築生産計画部

松井幸一郎

KOICHIRO

MATSUI

本報では RC 柱と鉄骨梁で架構を形成する混合構造の，より施工性の高い接合方法の開発を目的とし，柱梁接合部に配した高強度異形鉄筋を用いて両部材を接合するディテールを対象に加力実験を実施した。梁降伏型の十字形およびト形架構の最大荷重は，いずれも鉄骨梁の全塑性曲げ強度相当の荷重を上回り，荷重-変形関係は良好な履歴性状を示した。柱梁接合部のせん断破壊型架構の実験結果より，本構造の柱梁接合部のせん断強度は，RC 造で用いられている既往の設計式を準用することによっておおむね評価できることが確認された。
キーワード：混合構造，鉄筋コンクリート柱，鉄骨梁，高強度異形鉄筋，柱梁接合部

Loading tests of mixed structures connecting steel beams to RC columns using high strength deformed
bars inside the panel zone were conducted in this paper. Cross-shaped or exterior-shaped frames of weak
beam type showed ultimate strength exceeding full plastic moment of the beam. Experimental results
indicated that shear strength of the beam-column joint was evaluated by assuming the joint to be RC
structures.
Key Words: Mixed Structure, Reinforced Concrete Column, Steel Beam, High Strength Deformed Bar,
Beam-Column Joint

１．はじめに鉄筋コンクリート（ RC ）造の柱と鉄骨（ S ）造の梁で架構を形成する混合構造（RCS構造 1) ）は，柱間隔を比較的大きくでき，施工性に優れていることから，商業施設や物流施設などに広く適用されている。異種材料の

梁定着筋( 高強度異形鉄筋 )固定プレート
鉛直補強リブ

部材をつなぐ柱梁接合部は，種々のディテールが考案されており，大別すると S 梁をほぼそのままの形で柱梁接S 梁合部に貫通させる梁貫通方式と，柱梁接合部内への S 梁の貫通を避けて RC 柱の連続性を確保する柱貫通方式がある 1) 。本研究は，より施工性の高い柱梁接合部ディテ

直交梁

せん断プレート

RC 柱

水平補強リブYールを開発することを目的とし，図-1に示すように，建X（加力方向）

物の水平 2 方向の架構（ X ， Y 方向）のうち， X 方向を柱貫通方式とし， Y 方向を梁貫通方式とするものであ

図-1

柱 梁接合部の概要

る。 X 方向（本実験の加力方向）は，高強度異形鉄筋を長締めボルト 1) ～ 3) の代替として RC 柱に貫通させ， S

85

第 12 号

三井住友建設技術開発センター報告

表-1
試験体

HRCS01

HRCS02

HRCS03

十字

形状

梁曲げ降伏
先行

想定破壊形式

設計基準強度

ト字

柱梁接合部
せん断破壊

梁曲げ降伏
先行

試験体

部位

HRCS01
HRCS02
HRCS03

柱および
柱梁接合部

主筋

Fc36
16-D16（SD390）

せん断補強筋□-D6＠40（SD295A），pw=0.46%

種類

支持点間距離H

2,250mm

軸力N

1,000kN

せいDp×幅Bp(mm)
梁定着筋
柱梁
接合 （高強度異形鉄筋）部
せん断プレート
せん断補強筋
H形鋼サイズ梁
固定プレート
加力点間距離L

コンクリートの材料試験結果一覧
圧縮強度×10 N/mm

ポアソン
比

割裂強度

N/mm

64.8
40.0
67.4

3.55
3.03
3.50

0.22
0.20
0.21

3.93
2.96
3.84

2

ヤング係数
4

2

2

N/mm

350×350

せいDc×幅Bc(mm)

柱表-2

試 験体一覧

Fc60

426x350418x350Fc60

388x350

上下共6-D16 上下共8-D16 上下共6-D16（USD685） （USD685） （USD685）
通し配筋

表-3

鋼材の材料試験結果一覧
N/mm2

×105N/mm2

543

3,049

712

1.91

*1

5,837

952

1.93

柱主筋

444

2,424

602

1.91

柱せん断
補強筋

367

1,975

505

1.87

*1

3,739

512

1.95

421

2,190

541

2.05

482

2,359

565

2.05

-

519

351

1,956

525

2.06

291

1,985

423

2.04

282

1,379

413

2.06

SD490

HRCS02柱主筋

D16

USD685A

共通

梁定着筋

739

D16

SD390

HRCS01
HRCS03

D10

SD345

HRCS02

SD295A

共通

柱・柱梁
接合部
せん断
補強筋

338

SN480B

共通

梁
フランジ
梁
ウェブ

PL-19

SM490A

HRCS02PL-12

SM490A

PL-12

SS400

HRCS01
HRCS03
HRCS01
HRCS03

PL-9

SS400

共通

PL-6

SM490A共通

D6

D6（SD295A），pw=0.36%
H-350x120
H-350x175
H-350x120※
x7x11※x7x11
x7x11（SN490B） （SN490B） （SN490B）
PL-12
PL-19
PL-12
（SM490A） （SM490A） （SM490A）

PL-11※H-350x175x7x11のフランジをカットして使用

×10-6

D19

機械式定着

(L/2=2,000mm)

降伏ひずみ

N/mm2

試験体

PL-6（SM490A)

4,000mm

降伏点

強度種別

PL-7

使用部位

固定
プレート
水平
補強リブ
鉛直
補強リブ
せん断
プレート

367

421

*2

*2

-

引張強度 ヤング係数

553

*2

-

*2

-

*1：0.2%ひずみのオフセット値，*2：ミルシート記載値

梁端に設けた固定プレートと高強度異形鉄筋をナット接4)

ん断破壊型である。

としている。このように柱梁接合部

加力方向の S 梁は，柱梁接合部を貫通しておらず，柱内に通る梁フランジを 1 方向のみとすることによって，梁接合部内に通し配筋した高強度異形鉄筋（ねじ鉄筋，

鉄骨加工量を軽減し，柱梁接合部のコンクリートの充填

D16 （ USD685 ），以下，梁定着筋と記す）を S 梁端フ性を向上させ，柱主筋を配置し易くすることができる。

ランジ部の固定プレートに通し，ナットにより接合して合する柱貫通方式

前報

4)では，このようなディテールの基本性状を検討いる。加力方向に直交する架構は梁貫通方式のRCS構造

するために，柱梁十字形架構実験と S 梁端部の接合部実を想定し，柱梁接合部に直交梁を設けており，この直交験を実施し，所定の耐力を発揮し得る S 梁端の固定プレ

梁のウェブに溶接接合したせん断プレート（厚さート部の補強方法を把握した。本報では，その補強方法

6mm ， SM490A ）と加力方向梁のウェブを高力ボルトを適用した場合の耐力と変形性能を確認するために実施（ 12-M12, F10T ）により摩擦接合している。したがっした梁降伏型の十字形およびト形架構実験，および柱梁て，柱梁接合部における応力抵抗機構としては， S 梁端接合部のせん断強度の評価方法を検討するために実施しの曲げモーメントは固定プレートを介して柱梁接合部のた柱梁接合部せん断破壊型の十字形架構実験について報コンクリートと梁定着筋に伝達され，せん断力は曲げ圧告する。

縮域の固定プレート - コンクリート間の摩擦抵抗とせん
断プレートのせん断抵抗により柱梁接合部に伝達される

２．実験計画ことを想定した。表-2，表-3に，それぞれコンクリートと鋼材の材料試験結果を示す。

（１）試験体表-1に試験体一覧を，図-2に試験体図を示す。試験体（２）加力および計測方法

は，柱を RC 造，梁を S 造とした十字形架構 2 体とト形

図-3に加力装置図を示す。柱上部の油圧ジャッキによ架構 1 体の計 3 体である。試験体は1/2.5程度の縮尺を想り一定軸力 N （=1,000kN）を載荷し，梁の反曲点の想定定したものであり，スパンはL=4,000mm，階高は H=位置に設置した油圧ジャッキにより梁に逆対称のせん断

2,250mm ，柱断面は 350 ×350mm，梁は H-350 × 120 ×

力 QG を加力した。加力ルールは，折返し変形角 R を±

7 ×11（ SN490B ）とした。試験体の想定破壊形式は，1/400, 1/200, 1/100 （ 2 回）,1/75（ 2 回） ,1/50,1/25,

十字形架構の HRCS01 とト字形架構の HRCS03 は梁曲げ

1/20rad とした変位制御による正負漸増繰返し加力とし降伏型であり，十字形架構の HRCS02 は柱梁接合部のせた。

86

高強度異形鉄筋を用いて接合した柱 RC 梁 S 混合構造の加力実験

L=4,000(加力点間距離)

230

120

2,000

2,000

120

高強度異形鉄筋
6-D16（USD685)

1,125

A

高強度異形鉄筋
6-D16（USD685)

A

C

C-C矢視

12-M12(F10T)
350

H-350x120x7x11(SN490)
B

1,125

125

B

H-350x120x7x11(SN490)

230

水平補強リブPL-12（SM490A）

鉛直補強リブPL-9（SM490A）

C

帯筋：D6(SD295A)

固定プレートPL-12（SM490)

Bp=350

固定プレートPL-12（SM490)
210

H=2,250(支持点間距離)

主筋：16-D16(SD390)
帯筋：□-D6@40(SD295A)
コンクリート：Fc60

Dp=426
350

350

120

Bc=350

B-B矢視

1,787

38 Dc=350

38

1,787

A-A矢視

十字形架構（ HRCS01 ）(1)

L/2=2,000
230

1,825

120

高強度異形鉄筋
6-D16（USD685)

CA 高強度異形鉄筋
6-D16（USD685)
12-M12(F10T)
H-350x120x7x11(SN490)
B
125

B

350

1,125

A
C-C矢視

H-350x120x7x11(SN490)

帯筋：D6(SD295A)

固定プレートPL-12（SM490)

水平補強リブPL-12（SM490A）

Dp=388B-B矢視350

固定プレートPL-12（SM490)

Bc=350定着板（プレートナット)

Bp=350210

Dj=327350

鉛直補強リブPL-9（SM490A）

C

Dc=350

38

120

1,125

定着板
（プレートナット)

230

H=2,250(支持点間距離)

主筋：16-D16(SD390)
帯筋：□-D6@40(SD295A)
コンクリート：Fc60

1,787

A-A矢視

(2)

ト形架構（ HRCS03 ）

図 -2

試験体図

87

第 12 号

三井住友建設技術開発センター報告

HRCS01
梁定着筋 (B3R2)200▽接合部せん断（靭性指針）JQU=205kN

梁ウェブ (RW)

接合部せん断補強筋 (S3)

Qmax =177.2kN
Qmin=-183.3kN▽梁全塑性曲げBQMU=166kN 梁フランジ (LUF2)
固定プレート (APU1)

100

QG
－

QG
＋

＋
δG1

－

QG (kN)
せん断力Q(kN)

N

δG2

L
R

水平補強リブ (DHR)▽梁短期曲げ(BQMS=105kN)▽梁長期曲げ(BQML=70.3kN)

接合部せん断ひび割れ(中央部 )

0

接合部せん断ひび割れ(直交梁隅角部 )柱梁入隅部ひび割れ

鉛直補強リブ (UVR)

-100

( G1

G2 )

せん断プレート (RG1)

L

柱曲げひび割れ

-200

図-3

加力装置

-60

HRCS02Q (kN)

G
せん断力Q(kN)

100

-40

-20

▽梁全塑性曲げBQMU=208kN

固定プレート (APU2)

梁フランジ (RDF1)
接合部せん断補強筋 (S3)
せん断プレート▽梁短期曲げ(BQMS=138kN)(UEG1)

梁定着筋 (B1R2)▽接合部せん断JQU=227kN

200

0

20

40

梁定着筋 (B1R2)

Qmax=175.0kN
Qmin=-202.0kN

梁ウェブ (RW)

接合部せん断補強筋 (S1)

梁フランジ (RDF2)▽梁全塑性曲げBQMU=166kN

60

R(×10-3 rad)(1) HRCS01

HRCS03
Qmax=166.9kN
Qmin=-154.9kN

水平補強リブ(DHR)
固定プレート△接合部せん断(靭性指針)JQU=134kN

100△梁長期曲げ(BQML=91.7kN) 鉛直補強リブ (DVR)

QG (kN)
せん断力Q(kN)

200

最大荷重点
代表的ひび割れ発生点
代表的鋼材降伏点

柱曲げひび割れ0

接合部せん断ひび割れ(中央部，直交梁隅角部 )柱梁入隅部ひび割れ▽梁短期曲げ(BQMS=105kN) (APU1)

せん断プレート▽梁長期曲げ(BQML=70.3kN) (UEG2)
鉛直補強リブ(DVR)

接合部せん断ひび割れ(中央部 )
接合部せん断ひび割れ(直交梁隅角部 )0

柱梁入隅部ひび割れ

-100

-100

-200

-200

柱曲げひび割れ最大荷重点
代表的ひび割れ発生点
代表的鋼材降伏点

柱主筋 (DC3)

-60

-40

-20

0

20

(2) HRCS02

40

60

-60

R(×10-3 rad)

図-4

最大荷重点
代表的ひび割れ発生点
代表的鋼材降伏点

-40

-20

0

20

40

(3) HRCS03

荷重 - 変形角曲線60

R(×10-3 rad)

各油圧ジャッキの荷重はロードセルにより計測した。
正加力
負加力

梁加力位置の変位（図-3の δG1 ， δG2 ）は変位計により計測し，表-1に示す梁加力点間距離 L で除して変形角R を算出した。

＋＋

３．実験結果＋＋＋（１）荷重 - 変形角関係および破壊状況
図-4に荷重 - 変形角関係を，図-5に最終ひび割れ状況を示す。
ａ）HRCS01（梁曲げ降伏型十字形架構）
HRCS01 は， R=+1/222rad で梁端のコンクリート部分（柱梁接合部と RC 柱との入隅部）に曲げひび割れが発(1) HRCS01(2) HRCS02
図-5(3) HRCS03

最終ひび割れ状況

生した後， R=+1/100rad で柱梁接合部にせん断ひび割れが発生した。 R=+1/67rad で梁端のフランジが降伏ひずみ

当のせん断力計算値 BQMU を上回っている。 S 梁の短期に達して荷重 - 変形角曲線の勾配が緩やかになり始める

許容曲げモーメント相当のせん断力計算値BQMS程度の荷が，その後も荷重は上昇し，梁定着筋が R=+1/43rad で，重では，梁フランジの補強リブ，せん断プレートおよび梁端のウェブが R=+1/29rad で降伏して荷重の上昇が緩慢

固定プレートが局部的に降伏ひずみに達したが，同図にになり， R= ±1/20radで最大荷重を示した。同図に併記見られるように荷重 - 変形角関係はおおむね線形範囲内

したように，最大荷重は S 梁の全塑性曲げモーメント相となっている。

88高強度異形鉄筋を用いて接合した柱 RC 梁 S 混合構造の加力実験

εy=5,837 ×10-6

εy=5,837 ×10 -65000

εy=2,190 ×10-6

-400

10

ひずみ（×10-6）

5000

-200

0

200

εy=2,190×10-6

-400

-200

-5000
上フランジ

上フランジ 上フランジ

高強度異形鉄筋：B1

εy=5,837 ×10 -6

5000

5000
ひずみ（×10 -6）

上フランジ(3) HRCS03 （正加力）

εy=5,837 ×10 -6εy=2,190 ×10-6

εy=2,190 ×10 -6

-200

0

200

-400

-200

-5000

0

200

400

-5000

高強度異形鉄筋：B1

上フランジ 上フランジ

柱梁接合部中心からの距離 (mm)

高強度異形鉄筋： B1

上フランジ

柱梁接合部中心からの距離 (mm)(2) HRCS01（負加力）(4) HRCS03（負加力）
B1，B2

B1，B2
負

負

B3

B3

正

正

B4

B4
100

32

【変形角 R 】● ： ±2.5×10-3rad○ ： ±5.0×10-3rad▲ ： ±10.0×10-3rad△ ： ±13.3×10-3rad■ ： ±20.0×10-3rad□ ： ±25.0×10-3rad400

柱梁接合部中心からの距離 (mm)(1) HRCS01（正加力）

上フランジ

200

-5000

高強度異形鉄筋：B1

柱梁接合部中心からの距離 (mm)

-400

0

75

100

100

75

図-6

32

100

75

75

75

32

100

梁定着筋および梁フランジのひずみ分布ｂ）HRCS02（柱梁接合部せん断破壊型十字形架構）

ん断ひび割れが確認された。 R=+1/77rad で梁端のフラン

HRCS02 は， R=+1/303rad で梁端のコンクリートに曲ジが降伏ひずみに達した後，荷重 - 変形角曲線の勾配がげひび割れが発生した後， R=+1/133rad で柱梁接合部に緩やかになり始め， R=+1/42rad で梁定着筋が，R=+1/37

せん断ひび割れが発生した。 R=-1/128rad で柱梁接合部

rad で梁端のウェブが降伏ひずみに達し， R=+1/28rad で内のせん断プレートが部分的に降伏ひずみに達し， R=

最大荷重を示した。最大荷重は， S 梁の全塑性曲げモー+1/77rad で柱梁接合部内のせん断補強筋が降伏ひずみにメント相当の BQMU を上回っている。 S 梁のフランジ，達した。 R=+1/59rad で梁端のフランジが降伏ひずみに達

ウェブおよび梁定着筋が降伏する荷重 QG は，十字形架した後，荷重 - 変形角曲線の勾配が緩やかになり，R=

構の HRCS01 とほぼ同じであり , 梁定着筋の端部に定着+1/37rad で固定プレートが部分的に降伏ひずみに達し，板を設けることによって，定着性能が確保されることが

R= ±1/25radで最大荷重を示した。最大荷重を示した後確認された。

の加力では，層間変形角の増大に伴い柱梁接合部のせん
断ひび割れが顕著となり，図-4に併記した S 梁の全塑性
曲げモーメント相当の BQMU 以下の荷重で耐力低下を生（２）柱梁接合部内の梁定着筋のひずみ分布
梁降伏型架構の場合の柱梁接合部内の梁定着筋 (B1) のじた。最終破壊形式は，柱梁接合部のせん断破壊型であ

ひずみ分布を，十字形架構の HRCS01 と ﾄ 形架構のると判断される。

HRCS03 で比較して図-6に示す。加力とともにひずみがc ）HRCS03（梁曲げ降伏型ト形架構）大きくなるのは，両試験体とも柱フェイス位置の梁定着

HRCS03 は， R=+1/100rad で梁端のコンクリートに曲筋となっている。梁フランジの端部が降伏した後，降伏

げひび割れが発生した後， R=+1/53rad で柱梁接合部にせ範囲が広がり， R=+1/40rad （□印）では，梁定着筋の柱

89

三井住友建設技術開発センター報告

LW

LG2 LG1

第 12 号

RG2

RG1

LW

RW

LG2

LG1

RG1 RG2

RW

RG2

RG1

RW

デ ー タ 欠 損

R=+10.0 × 10-3rad

R=+10.0 × 10-3rad

R=+10.0 × 10-3rad

R=+20.0 × 10-3rad

R=+20.0 × 10-3rad

R=+20.0 × 10-3rad

R=+40.0 × 10-3rad

R=+40.0 × 10-3rad

縮尺
R=+40.0 × 10-3rad 3軸ゲージ

引張（+2000μ）
圧縮（-2000μ）

3軸ｹﾞｰｼﾞ
LW

LG2

138

(1)

115

LG1

RG1

50 50

RG2

115

RW

138

3軸ｹﾞｰｼﾞ
LW

LG2

138

(2)

HRCS01
図-7

LG1

115

RG1

50 50

HRCS02115

RG23軸ｹﾞｰｼﾞ

RW

RG2

RG1

138

50

(3)

115

RW

138

HRCS03

せん断プレートおよび梁ウェブの主ひずみ分布（正加力時）

フェイス近傍部は降伏ひずみに達している。柱梁接合部

は梁定着筋ではほとんど抵抗せず，柱梁接合部内のコン内のひずみ分布は，梁定着筋が通し配筋された HRCS01

クリートに伝達されるものと考えられる。

および端部に定着板を設けた HRCS03 ともに , ほぼ直線関係を示しており，梁定着筋 - コンクリート間の付着が（３）せん断プレートのひずみ分布

保たれていることが分かる。 HRCS03 の定着板近傍のひ

図-7に，正加力時のせん断プレートおよび梁ウェブのずみ（同図 (3) 左端）を見ると，加力が進むとともにひ主ひずみ計測値の推移を示す。主ひずみの赤線は引張ひ

ずみ値が大きくなっており，定着板が機能していたこと

ずみを，青線は圧縮ひずみを示している。柱梁接合部のが伺える。また，曲げ圧縮域のひずみを見ると，フラン中央付近では主ひずみが大きくなっており，圧縮ひずみ

ジ部では圧縮ひずみとなっているのに対し，その近傍のの方向は柱梁接合部隅角部の圧縮域から直交梁のフラン

梁定着筋のひずみは小さな値を示している。したがっジ部を対角に結ぶ方向および図-5のひび割れ方向におおて，固定プレートを介して柱梁接合部に作用する圧縮力

むね対応している。したがって，柱梁接合部内には柱・90

高強度異形鉄筋を用いて接合した柱 RC 梁 S 混合構造の加力実験

表-4
架
構
試験体
形
状

Q max

各部の終局強度計算値と梁曲げ強度に対する余裕率
余裕率（梁曲げ強度B Q MU 基準）

終局強度計算値（梁せん断力換算値，kN)

実験時
最大
荷重

RC柱
曲げ

(kN)
(正加力)

C Q MU

HRCS01 十177

HRCS02 十HRCS03 ト

S梁

せん断

柱梁接合部

曲げ せん断 せん断

Q max

RC柱

S梁

柱梁接合部
梁定着筋
付着

B Q MU

曲げ せん断 曲げ せん断 せん断

166

1.07

1.10

1.13

1.00

3.85

1.24

1.00

134

162

0.80

1.15

1.20

1.00

3.07

0.64

0.78

227

155

1.05

2.20

2.26

1.00

3.85

1.37

0.93

CQS

B Q MU

BQS

JQU

182

187

166

639

205

167

239

249

208

639

175

365

376

166

639

〔 RC 柱 （ 記 号 は 文 献 6) 参 照 ） 〕

QτU

せ ん 断 強 度 ： Qsu

N
曲 げ 強 度 ： M u 0.5ag y g1 D 0.5 ND 1
bDFc
〔 柱 梁 接 合 部 （ 記 号 は 文 献 5) 参 照 ）せ ん 断 強 度 ： V ju

梁定着筋
付着

実験時
最大荷重

0.068 pt 0.23 Fc 18
M Qd

0.12

0.85 pw wy

0.1 0 bj=426(HRCS01),418(HRCS02),327(HRC03)

Fj b j D j

梁定着筋の付着強度：

u

0.7 1

23
B

0
B

Vju 算 定 時 の 接 合 部 寸 法

梁の曲げ圧縮域を結ぶ柱梁接合部全体の対角方向の圧縮相当の荷重を上回り，荷重 - 変形関係は良好な履歴性状束のほかに，直交梁のフランジ - ウェブ交点部から曲げを示した。柱梁接合部のせん断強度の検討では，直交梁圧縮域に向かう圧縮束も形成されているものと考えられが柱梁接合部コンクリートの有効せん断断面積の拡大にる。

寄与するものとし , 靭性指針 5) により RC 造の両側直交
梁付き接合部としてせん断強度を評価した結果，計算値

４．終局強度の検討

は実験値と良い対応を示した。

表-4に，各部の終局強度計算値（梁せん断力換算値）と梁の全塑性曲げ強度 BQMU で基準化した各部の余裕率

参考文献
1)

を示す。ここで , 柱梁接合部のせん断強度 Vj の計算で日本建築学会：鉄筋コンクリート柱・鉄骨梁混合構造の設計と施工， 2001.1

は，直交梁が柱梁接合部の有効せん断断面積の拡大に寄

2)

植松俊幸，西村泰志，南宏一：長締め高力ボルト引与するもとの考え，せん断プレートは無視し，靭性指針

張接合による混合構造の柱はり接合部の弾塑性挙

5)動，日本建築学会大会学術講演梗概集， pp.1915-

を準用して RC 造の両側直交梁付き接合部（φ =1.0 ）1916， 1992.8

として評価した。
梁曲げ降伏型の HRCS01 と HRCS03 では， S 梁の曲げ3)

強度 BQMU に対する実験時の最大荷重 Qmax の比率は各々1.07 ， 1.05 となっており，柱梁接合部のせん断強度
余裕率は各々 1.24 ， 1.37 ，梁定着筋の付着強度

5)5)ルトを用いた柱 RC ・梁 S 混合構造接合部に関する

の

研究

その 1

パイロット実験 , 日本建築学会大会

学術講演梗概集， pp.935-936 ， 1995.8の余裕率は各々 1.00 ， 0.93 となっている。

田中剛 , 田淵基嗣，福本昇，石原誠一郎：長締めボ

4)柱梁接合部せん断破壊型の HRCS02 では，柱梁接合部

江頭寛，小坂英之，小林知己，土居和雅，松井幸一
郎：鉄骨梁を高強度異形鉄筋で鉄筋コンクリート柱のせん断強度 JQU=134kN に対して実験時の最大荷重はに接合した混合構造の研究 , 三井住友建設技術開発

Qmax=167kN であり，靭性指針による強度計算値に対しセンター報告 , 第11号， pp.81-90 ， 2013.9て 1.25 倍の強度が確認された。

5)

５．まとめ

6)

日本建築学会：鉄筋コンクリート造建物の靭性保証
型耐震設計指針・同解説， 1999.8
2007年版建築物の構造関係技術基準解説書， 2007.8

本報では，柱梁接合部に配した高強度異形鉄筋を用いて RC 柱と S 梁を接合する混合構造の十字形およびト形
架構の実験結果を報告した。
S 梁の曲げ降伏を想定した十字形架構およびト字形架構の最大荷重は，いずれも S 梁の全塑性曲げ強度計算値

91

T 形鉄骨間柱による耐震補強工法の開発

Ｔ形鉄骨間柱による耐震補強工法の開発
Development of Seismic Strengthening using T-shaped Steel Stud松永健太郎

KENTARO

MATSUNAGA

原田浩之

HIROYUKI

HARADA小坂

英之

HIDEYUKIKOSAKA

鈴木

亨

TORU

構造設計ディビジョン野口恭司

YASUSHI

構造設計ディビジョン

西笛

晶

AKI

SUZUKINOGUCHINISHIBUE

既存の RC 建物をバルコニー側から T 形の鉄骨間柱で補強する工法の実験を行った。T 形の鉄骨間柱を RC架構に接合させることにより耐力が向上し，耐震補強効果が確認された。補強すると梁の曲げ耐力に達した後でも T 形鉄骨間柱のせん断力の上昇に伴って RC 梁端のせん断力は大きくなり，梁のせん断耐力に達したときに最大の水平耐力を発揮した。本工法は，梁の曲げ耐力に対するせん断耐力の余裕度分だけ層せん断力を上昇させることができる工法であり，その余裕度が大きいほど大きな補強効果が得られることが明らかになった。
キーワード：鉄骨，耐震補強，アンカー筋，せん断耐力，せん断余裕度

Experiments of seismic strengthening method for existing RC building with T-shaped steel studattached from outside to the frame were performed. Strengthening RC frame by using it improved thestrength, and a seismic strengthening effect was confirmed. The shear force of RC beam increased inconnection with the increase of that of T-shaped steel stud even after reaching the flexural strength of thebeam, and the maximum strengthening effect was observed when the beam reached the ultimate strengthin shear. The story shear force increased by the ratio of the ultimate strength in shear to the flexuralstrength of the beam, and a strengthening effect was achieved as the ratio was larger.
Key Words: Steel Frame, Seismic Strengthening, Anchor Bar, Ultimate Strength in Shear, Safety Factor of
Shear Strength

１．はじめに２．工法の概要

既存の板状集合住宅の中には，廊下側の構面は袖壁やT 形鉄骨の水平材（T 梁）は RC 梁と接合し，鉛直材

腰壁が設けられて比較的耐力が確保されているものの，（T 柱）はバルコニーの床スラブに接合する。T 梁の左バルコニー側の構面は耐力の低い純ラーメン架構となっ右の支点（長さ LT）と T 柱の脚部で単純支持された状ており，桁行き方向架構全体としては強度不足の建物も態を考えると，T 形鉄骨の接合によって RC 架構に作用少なくない。本工法は，そのような建物の耐力向上と偏する力は図-2 に示すようになる。T 梁が取り付く梁の心率の低減を図ることを目的とし，バルコニー側架構に左右の端部には T 柱のせん断力 QT と釣り合う圧縮軸力

図-1 に示すような T 形の鉄骨間柱（以下，T 形鉄骨）

または引張軸力が作用する（HL および HR）。また，T 梁を居室外のバルコニー側から設置して耐震補強を行うもの鉛直反力（VL および VR）によって梁の端部では梁せのである。本研究では，T 形鉄骨による補強効果と T 形

ん断力が大きくなる。したがって，本工法は RC 梁のせ

鉄骨と RC 架構の接合部の性状を確認するため，T 形鉄ん断強度に余裕のある範囲内で架構耐力を向上させるも骨により補強した架構試験体の加力実験を 2 シリーズ実

のである。

施した。

T 形鉄骨からの水平反力（QT，HL および HR）は既存の RC 柱のせん断力を減少させる方向に作用するので，

93

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

T 形鉄骨なし

T 形鉄骨あり

bMy
bMy

【М 図】

bQend

圧縮

HL

HR

VL

VR

xT

h

bQend

【Q 図】

LT

引張

bMy ：梁の降伏曲げモーメント
QT ：T 柱のせん断力
RT ：T 柱の変形角
EIG ：T 梁の曲げ剛性
EIC ：T 柱の曲げ剛性

EIG

HL

HR

VL EICRT
hT

xT

RT QT hT

QT
引張

圧縮

LT

L

梁断面

加力点
柱断面

切り欠き
コ形

LT
12 EI G

hT
3EI C

QT

T 形鉄骨の接合によって RC 架構に作用する力

図-2

T 形鉄骨による耐震補強

図-1

VR

加力点

ロ形 T 梁 コ形

モルタル充填
＋：アンカー筋○：頭付きスタッド T 梁

上梁
断面

降伏想定位置
スラブ

取付金物

切り欠き
スラブ
支持点

スタブ

単位：mm

スラブ

高力ボルト接合
支持点

アンカー筋
下梁断面

：接合範囲

(1) シリーズ 1

柱断面

T柱

(2) シリーズ 2（No.1）
図-3(3) シリーズ 2（No.2）

試験体図

当該層の上下に T 形鉄骨を連層で設置しない場合には，あり，No.1 は T 梁の両先端部のみを RC 梁に接合した

水平反力の影響を考慮して T 形鉄骨の断面性能を設定

が，No.2 は T 梁全面を RC 梁に接合した。T-1 および T-する必要がある。T 形鉄骨の架構剛性および梁端部の付2 は T 梁の両先端部のみを RC 梁端からスパンの約 1/4

加せん断力（VL および VR ）の大きさは，T 梁の支点長の位置に接合しており，No.1 は T 梁を RC 梁端まで伸さ LT を変えることによって適宜設定する。T 柱の断面

ばして接合した。

が同じであれば，T 梁の長さによらず RC 梁端のせん断シリーズ 1 の試験体の RC 梁には側面両側にスラブが力は等しいが，T 梁を短くすれば RC 梁に大きなせん断

取り付いている。片側のスラブはバルコニー側を想定し力が作用する範囲が広くなり，逆に T 梁を長くすればて梁天端から 50mm 下がった位置とし，その梁側面に T接合位置が RC 梁のヒンジ領域となる。

梁を取り付けた。T 柱脚部はスタブに設けたスラブに取り付けた。シリーズ 2 の試験体では，上梁に T 梁を取３．実験計画

り付け，下梁のスラブに T 柱脚部を取り付けた。
T 梁と RC 梁の接合範囲における T 梁の断面はコ形に（１）試験体なっている。T 梁と RC 梁とは，RC 梁に打設したアン

試験体図を図-3 に，試験体一覧を表-1 に示す。シリカー筋と，T 梁のウェブの内側に溶接された頭付きスターズ 1 の試験体 2 体（T-1，T-2）は，T 形鉄骨を RC 架ッド（JIS B 1198）を図-3 のように重ならないように配構に取り付けた補強試験体であり，シリーズ 2 の試験体置し，その間に高強度モルタルを充填することで一体化

3 体は，無補強試験体の No.0 と，T 形鉄骨を RC 架構にさせた。シリーズ 1 ではアンカー筋を接合範囲の外側に取り付けた補強試験体 No.1 および No.2 である。5 体と2 本ずつ縦に配置し，内側に頭付きスタッドを 4 本配置

も縮尺を 1/2 とした。

した。シリーズ 2 ではアンカー筋と頭付きスタッドを交シリーズ 1 の変動因子は T 柱の断面であり，T-2 の断互に配置した。T 柱は取付金物を介してスラブと接合し，面は T-1 より大きい。シリーズ 2 の変動因子は補強の有T 柱と取付金物は高力ボルト接合，取付金物とスラブは無および T 形鉄骨を RC 梁に固定するときの接合範囲でアンカー筋をダブルナットで締め付けることにより接合

94

T 形鉄骨間柱による耐震補強工法の開発

表-1
シリーズ
試験体名
スパン長 L架構
階高 h
断面 B×Dc
柱主筋
帯筋
断面 b×Db
端部
上端筋
主筋
下端筋
梁
中央部
上端筋
主筋
下端筋
肋筋
スラ
主筋
ブ
配力筋
梁の曲げ耐力時せん断力(kN)
同層せん断力(kN)※1
柱曲げ耐力時層せん断力(kN)
荒川 min 式 1)
梁のせん断 (せん断余裕度 )耐力(kN)
靱性指針 2)(せん断余裕度 )
断面

柱
T形
鉄骨

アンカー筋
断面

梁

アンカー筋
接合範囲
T 形鉄骨柱の全塑性耐力(kN)

試験体一覧

シリーズ 1
T-1

T-2

No.0

2700mm
1375mm
300×500mm
12-D13 (SD295A)
4-D6@50 (SD295A) (p w=0.85%)
225×375mm
6-D13 (SD295A) (p t=1.01%)
5-D13 (SD295A) (p t=0.84%)

シリーズ 2No.1
No.2
2800mm
1350mm325×375mm
18-D10 (SD295A) (pg=1.05%)
6-D6@50 (SD295A) (p w=1.17%)200×325mm
5+4-D10 (SD295A) (p t=1.20%)

3-D13 (SD295A) (p t=0.49%)

5-D10 (SD295A) (p t=0.63%)

2-D6@75 (SD295A) (p w=0.38%)
2-D6@150 (SD295A)
2-D6@175 (SD295A)
77
523
536
824
856
110
112
(1.42)(1.44)

2-D6@100 (SD295A) (p w=0.32%)
2-D6@100 (SD295A)
2-D6@115 (SD295A)
46
138
500
482
500
77
71
77
(1.67)(1.55)(1.67)

149
154
118
107
118
(1.93)(1.99)(2.57)(2.33)(2.57)［-212.5×112.5×87.5 ［-212.5×112.5×87.5□-300～200×100×12×12(SS400)×6×12 (SM490A)
×9×19 (SM490A)
6-D10 (SD295A)
8-D10 (SD295A)
12-D10 (SD295A)［-150×87.5×6×12 ［-150×87.5×9×19［-225×100×19×19※2(SS400)(SM490A)(SM490A)
4-D13 (SD295A)
4-D16 (SD295A)- 32-D10 (SD295A) 62-D10 (SD295A)
端部のみ
端部のみ
全面
110
150
241

注) B：柱幅，Dc：柱せい，b：梁幅，Db：梁せい，pg：柱主筋比，p w：補強筋比，pt：引張鉄筋比※1：T-1 および T-2 は梁の曲げ降伏かつ柱脚部曲げ降伏時の値※2：No.1 のみ T 梁両先端部以外を□-225×100×19×19 とした

表-2

した。
T 形鉄骨の降伏位置は T 柱頭部を想定した。T-1，T-2
および No.1 の T 梁先端部の固定度が小さくなるように，
T 梁のフランジに切り欠きを設けた。No.1 および No.2の T 柱頭部にはウェブに半径 15mm のスカラップを設けた。
文献 1 に示された以下の式(1)を用いて算出した T 柱
脚部のアンカー筋のせん断耐力 Qa1 を T 柱全塑性耐力で除した値は，T-1 および T-2 は 0.93～0.95，No.1 およびNo.2 は 0.79 とした。また，T 柱全塑性耐力時の T 梁の支点反力（VL または VR）に対する Qa1 の比を，T-1 および T-2 では 1.2～1.5 程度確保し，No.1 および No.2 では
2 程度確保した。
Qa1

min 0.7

B s aeT-1
コンク T-2
リート
No.0
No.1
No.2
T-1
モル T-2タル No.1
No.2

ヤング 割裂引
圧縮
適用部位
係数
張強度
強度
(N/mm2) (N/mm2) (N/mm2)
23.7
25200
2.29 柱･梁･スラブ
スタブ
27.1
26700
2.59
25.2
26200
2.26 柱･梁･スラブ
スタブ
28.6
26900
2.33
24.8
23500
2.28
17.6
18700
2.17 柱･梁･スラブ
24.5
23400
2.03
83.2
T 形鉄骨
75.9
72.1
接合用
54.2
-

(1)

ではコンクリート打設を縦打ちとし，スタブ上面で打ち分けた。シリーズ 2 では横打ちとし，一体打ちとした。

：アンカー筋の降伏強度

sa e：アンカー筋の断面積

Ec：コンクリートのヤング係数

B

試験
体

材料試験結果を表-2 および表-3 に示す。シリーズ 1
y s ae , 0.4 Ec

ここで，
y

材料

コンクリートとモルタルの材料試験結果：コンクリートの圧縮強度（２）施工方法
T 形鉄骨を RC 架構に接合するときの施工方法を以下のような手順で行った。施工状況を写真-1 に示す。

95

三井住友建設技術開発センター報告

表-3
シ
リ
�
ズ

使用部位

柱･梁主筋
補強筋･スラブ筋
ウェブ(T-1)
ウェブ(T-2)
1
フランジ(T-1)
フランジ(T-2)
T 柱脚部アンカー
T 梁アンカー(T-1)
T 梁アンカー(T-2)
柱･梁主筋
補強筋･スラブ筋
2
T柱T梁
T 形鉄骨アンカー

第 12 号

鋼材の材料試験結果

種類
D13
D6
PL-6
PL-9
PL-12
PL-19
D10
D13
D16
D10
D6
PL-12
PL-19
D10

降伏
引張 ヤング 伸強度
強度係数 び(N/mm2) (N/mm2) (N/mm2) (%)
348
338
376
345
384
353
349
333
353
361
343
318
270
318

488
512
550
535
550
522
493
472
504
504
506
453
426
513

179400194600204700207000202600192700180900185600190900188200184900204600202100189400

20
23
34
39
36
42
19
24
25
22
19
42
49
24

負加力

軸力

正加力

R

(1) シリーズ 1

負加力 正加力

軸力

負加力 正加力R(2) シリーズ 2
図-4

加力方法

ーズ 2 では，柱下部をピン支持し，柱の上部に一定軸力（約 450kN）を作用させるとともに，左右の柱の加力
点位置の変形が同一となるように変位制御により水平力を載荷した。両シリーズとも載荷時の折り返し変形角 R
は，±1/400，1/200，1/100，1/67，1/50rad（各 2 回），(1) 後施工アンカー打設(2) 取付金物の設置

1/33，1/25rad（各 1 回），+1/17rad とした。R は図-4 に示すように定義する。

４．実験結果（１）破壊状況
T 形鉄骨を接合していない面の最終破壊状況を図-5(3) T 形鉄骨の設置
写真-1(4) モルタル充填
T 形鉄骨の施工状況に示す。T-1 では柱脚部に曲げひび割れが生じた後，梁端部に曲げひび割れが発生した。柱脚部の主筋および梁端部主筋の降伏後，T 柱頭部のフランジの降伏とほぼ同①

RC 梁の側面およびスラブのモルタル充填範囲をチッピングし，アンカー筋を打設

時に柱にせん断ひび割れが発生した。その後，RC 梁端部のコンクリートが剥落した。T-2 の破壊経過は T-1 と②

スラブに T 柱接合用の取付金物を設置

ほぼ同様であり，梁端部にせん断ひび割れが多く見られ③

T 梁の頭付きスタッドにφ3.0mm の割裂補強筋をた。最大荷重に達した後，2 体とも T 梁先端と RC 梁と配した後，RC 梁のアンカー筋と互い違いになるよ
うに T 形鉄骨を仮止め④

T 柱と取付金物を高力ボルト接合（シリーズ 1 では 4 本，シリーズ 2 では 1 本）⑤

T 梁の注入口からモルタルを圧入⑥取付金物とスラブの間にモルタルを充填の鉛直および面外ずれ変位が顕著に見られた。
No.0 の破壊形式は梁曲げ降伏型であり，加力の進行に伴って曲げひび割れの範囲が梁中央部に拡大した。
No.1 および No.2 は，梁端の曲げひび割れが伸展した
後，上梁主筋の降伏とほぼ同時に上梁中央部にせん断ひび割れが発生した。上梁を見ると，No.1 と No.2 ではNo.0 に比べてせん断ひび割れが広範囲に多数発生して（３）加力方法

いることが分かる。一方，下梁では，RC 梁に付加され加力方法を図-4 に示す。シリーズ 1 では，スタブをる軸力の影響により，引張軸力が作用する部分では曲げ

反力床に固定し，各柱に一定軸力（約 570kN）を作用

ひび割れが顕著に見られ，圧縮軸力が作用する部分ではさせ，変位制御により梁心位置を水平に加力した。シリT 柱脚部から梁端を結ぶ斜めひび割れが確認された。

96

T 形鉄骨間柱による耐震補強工法の開発(1) T-1(2) T-2

正加力
負加力

正加力
負加力
(3) No.0(4) No.1
図-5

表-4
試験体
加力方向
最大荷重 Qmax (kN)
実験
Qmax 時層間変形角 Rmax (×10-3rad)値
Qmax 時梁端せん断力 (kN)※1
計算
値

せん断耐力 Qsu (kN) 荒川 min 式 1)
下段は実験値※1 に対するせん断余裕度

靱性指針 2)(5) No.2

最終破壊状況（T 形鉄骨がない面）
実験値および計算値一覧

T-1
正負+859 -867+10.0 -20.1
186
196
110
110
0.59
0.56
178
0.96
0.91

T-2
正
負
+895 -897+14.3 -20.1
203
204
112
113
0.55
0.55
190
0.94
0.93

No.0
正
負
+137 -134+10.0 -9.8
38
34
77
77
2.03
2.26
118
3.11
3.47

No.1
正
負
+231
-211
+14.5 -10.0
127
119
87
79
0.69
0.66
107
0.84
0.90

No.2
正
負
+238 -222+14.8 -14.8
115
114
90
83
0.78
0.73
118
1.03
1.04

No.1 と No.2 を比較すると，T 形鉄骨を梁全面で接合+1/275rad で両柱脚部の主筋が初降伏した。その後，R=した No.2 に比べて，梁端部のみで接合した No.1 の方が-1/236rad で梁端主筋が初降伏した。T-1 は最大荷重に到上梁の損傷が大きかった。

達してから，T 柱頭部のフランジが引張降伏した。
T-2 は，R=+1/1961rad で RC 柱脚部に曲げひび割れ，（２）荷重－変形関係

R=+1/1695rad で RC 梁 端 に曲 げひ び割 れが 生じ ， R=

実験値と計算値の一覧を表-4 に，荷重 Q－変形角 R+1/278rad で柱脚部の主筋が初降伏した。その後，R=関係を図-6 に示す。Q はジャッキ荷重から得られる架-1/200rad で梁端主筋が初降伏した。T-2 では T 柱頭部の構の層せん断力である。

フランジは降伏しなかった。

T-1 の最大荷重に比べて，T 形鉄骨の断面の大きい T-

No.1 と No.2 の最大荷重を比較すると，両試験体は正2 の最大荷重は 30～36kN 大きくなった。図-6(1)および負加力ともに同程度の値となり，No.0 に対して層せん(2)には梁をファイバーモデルとした増分解析結果を破

断力は，正加力時で 1.7 倍（約 100kN 増）に，負加力時線で示す。解析結果は実験結果とよく対応しており，同

で 1.6 倍（約 80kN 増）になっている。

じモデルを用いた補強前の解析結果（同図一点鎖線）より耐力が上昇した。
T-1 は，R=+1/1667rad で RC 柱脚部に曲げひび割れ，
R=+1/1111rad で RC 梁 端 に 曲 げ ひ び 割 れ が 生 じ ， R=

No.0 は，梁の曲げひび割れが R=+1/1250rad 以降で発生し始め，R=+1/200rad 程度で梁主筋が初降伏し，R=±
1/100rad で最大荷重を示した後も R=±1/33rad まで荷重を保持した。

97

三井住友建設技術開発センター報告

Q(kN) 1000
750

-40

-20

第 12 号

Q(kN) 1000
750

+Qmax=+859kN

500

500

250

250

0
-250

0

20

40
60 -40R(×10 -3rad)

-20

-500
-Qmax=-867kN

0
-250

20

40
60
R(×10 -3rad)-750-Qmax=-897kN

-1000

-1000

(1) T-1
250
200
150
100
50
0
-40
-20
0
-50
-100
-150
-Qmax=-134kN -200
-250

0

-500

-750

Q(kN)

+Qmax=+895kN(2) T-2250
200+Qmax=+137kN
150
100
50
0
20
40
60 -40-20
0-3-50
R(×10 rad)
-100
-150
-Qmax=-200-211kN-250

Q(kN)(3) No.0

シリーズ2の凡例
上梁の曲げひび割れ
下梁の曲げひび割れ
上梁のせん断ひび割れ
上梁左端の主筋降伏
上梁右端の主筋降伏
下梁左端の主筋降伏
下梁右端の主筋降伏T柱頭部降伏最大荷重
増分解析結果

250
200
150
100
50
0
40
60 -40-20
0-3-50
R(×10 rad)
-100
-150
-Qmax=-200-222kN-250+Qmax=+231kN

20

シリーズ1の凡例
柱の曲げひび割れ
梁の曲げひび割れ
柱のせん断ひび割れ
梁左端の主筋降伏
梁右端の主筋降伏柱の主筋降伏T柱頭部降伏最大荷重
増分解析結果(T形鉄骨なし)
増分解析結果(T形鉄骨あり)

Q(kN)(4) No.1
図-6+Qmax=+238kN

20

40
60
R(×10 -3rad)(5) No.2

荷重－変形関係T 梁の端部のみで上梁と接合した No.1（梁端接合）には，RC 梁端の大きなせん断力が作用する範囲は狭く

は，梁の曲げひび割れが R=+1/1299rad 以降で発生し始なるが，接合部分が RC 梁のヒンジ領域に位置している。

め，T 柱頭部のフランジが R=+1/269rad で圧縮降伏した

No.2 のように T 形鉄骨を全面接合した場合には，見後，R=+1/215～1/168rad ですべての梁主筋が降伏した。

掛けの LT は短くなるので支点反力は大きくなるが，接上梁中央部のせん断ひび割れは R=+1/232rad 以降に発生合部強度を確保しやすくなる。また，T 梁の曲げ剛性がした。R=1/100～1/69rad で最大荷重を示した後，R=±高くなるため，T 形鉄骨の架構剛性を高くすることがで

1/67rad 以降の加力で荷重が低下した。

きる。ここで，T-1，T-2 および No.1 の支点位置は T 梁

T 梁の全面で上梁と接合した No.2（全面接合）は，先端のモルタル充填範囲の中心とした。

梁の曲げひび割れが R=+1/1587rad 以降で発生し始め，主筋のひずみゲージから求めた No.0～No.2 の正加力

No.1 よりやや早期の R=+1/292～1/200rad で梁主筋が降時の上梁の曲げモーメント(M)分布を図-7 に示す。図-2

伏した後，T 柱頭部のフランジが R=+1/154rad で引張降の M 図と同様，無補強試験体 No.0 と比べて，補強試験伏した。上梁中央部のせん断ひび割れは R=+1/198rad 以

体 No.1 および No.2 の RC 梁端部から 1/4L0（L0：梁の降に発生した。R=±1/67rad で最大荷重を示した後，R=

内法スパン）の範囲のせん断力は大きくなり，RC 梁中±1/50rad まで荷重を保持した。

央部のせん断力は小さくなった。図-7 では各値を直線

No.2 に比べて No.1 の方が最大荷重を示した後の荷重で結んでいるが，仮にひずみゲージを支点位置近傍に貼低下が大きいのは，T 形鉄骨を接合している梁端の損傷付して同図にプロットすると，No.1 の RC 梁端近傍でが進み，T 柱の負担せん断力が減少したことによるもののせん断力は図-7(2)に示すせん断力より大きくなるとと考えられる。

予想される。

（３）RC 梁のせん断力

５．各部材の負担せん断力

T-1 および T-2 のように，RC 梁と T 梁の接合位置をスパンの中間位置とすると，その接合位置から RC 梁端加力サイクルの各ピーク時における各部のせん断力とまでの範囲で大きなせん断力が作用し，図-5 に示すよ

層間変形角 R の関係を図-8 に示す。図中の Qc（▲印）

うに，RC 梁端部の損傷が大きくなる。一方，No.1 のよは RC 柱主筋のひずみゲージから，T 柱のせん断力 QTうに T 梁の支点距離 LT（図-2 参照）を大きくした場合（■印）は T 柱のフランジのひずみゲージから平面保98

T 形鉄骨間柱による耐震補強工法の開発-1200

M(kN・m) 60

M(kN・m) 60+1/400+1/200+1/100
+1/67
+1/50

30

+1/400+1/200+1/100
+1/67
+1/50

30

-600

0

-600

0

-30

600
1200 -1200
梁中央からの距離
(mm)

-30
支点
位置

-60

(1) No.0
図-7
せん断力 1000(kN)

M(kN・m) 60

支点
位置+1/400+1/200+1/100
+1/67
+1/50

30

-600

0

600
1200 -1200
梁中央からの距離
(mm)

-30

600
1200
梁中央からの距離
(mm)

-60

-60

(2) No.1(3) No.2

曲げモーメント分布（正加力時）

せん断力 1000(kN)

せん断力 250
せん断力 250
(kN)
(kN)
200
200
150
150
500
500
100
100
50
50
0
0
0
0
-30 -20 -10 0 10 20 30 -30 -20 -10 0 10 20 30 -30 -20 -10 0 10 20 30 -30 -20 -10 0 10 20 30
-50
-50
-3
-3
-3
R(×10 rad)R(×10 rad)R(×10 -3rad)R(×10 rad)
-100
-100
Q
Q
Q
-500
-500
Q
-150
-150
RC柱(Qc)
RC柱(Qc)
RC柱(Qc)
RC柱(Qc)T柱(QT)
T柱(QT)
T柱(QT)
T柱(QT)-200-200
Q0(No.0)
Q0(No.0)
-1000
-1000
-250
-250

(1) T-1(2) T-2
図-8(3) No.1(4) No.2

各部のせん断力と層間変形角の関係

持を仮定して曲げモーメント分布を求めて算出したせん

６．T 形鉄骨柱の軸力断力である。同図(3)および(4)には比較用に No.0 の層せん断力 Q0（△印）を併記した。

加力に伴って T 柱に生じた軸力 NT と層間変形角 R の層せん断力 Q に占める T 柱のせん断力 QT の負担割合

関係を図-9 に示す。NT は T 柱のウェブのひずみゲージ

は，T-1 および T-2 では 1 割程度となっているが，No.1から算出し，引張軸力を正とする。正加力時は T-1 およおよび No.2 では R=±1/200rad で 7 割程度，最大荷重時

び T-2 は最大値まで同程度の値を示した。NT は梁端接で 8 割程度を占めている。また，T-1 および T-2 では全合の No.1 に比べて，T 形鉄骨の水平剛性の高い全面接

塑性耐力の 6 割程度，No.1 および No.2 では 8 割程度ま合の No.2 の方が大きくなっている。

で耐力を発揮した。

各ピーク時における T 柱のせん断力 QT と T 柱脚部の一方，RC 柱のせん断力 Qc の負担割合は，梁端の主筋

取付金物－スラブ間の水平ずれ変位の関係を図-10 に示が降伏する R=±1/200rad 以降で減少している。No.1 お

す。同図および図-9 にはずれ変位が大きくなり始める

よび No.2 における RC 柱の負担せん断力は RC 架構の時点に S 印を記した。R=±1/200～1/100rad まではずれ

みの No.0 の層せん断力 Q0 より小さくなっており，2 章

はほとんど生じず，それ以降水平ずれが急激に大きくなで述べたように T 形鉄骨の水平反力が柱せん断力と逆った。式(1)による T 柱脚部のアンカー筋の耐力は T 柱

向きに作用することによるものと考えられる。

の全塑性耐力よりも小さく，図-8 より T 柱は全塑性耐

QT は No.1 では R=±1/100～1/67rad 程度，No.2 では力まで達していない。そのため，アンカー筋の本数を増

R=±1/67～1/50rad 程度まで大きくなっている。これは，やすことで，ずれ変位を抑制することができると考えら

RC 梁端の降伏により梁剛性が低下した後，T 柱の負担れる。

割合が増加したためであると考えられる。両試験体の後施工アンカーのせん断耐力計算値として，式(1)にQT の最大値は同程度であるが，梁端接合の No.1 は RC

よる Qa1 と，式(1)に T 柱の引張軸力 NT （図-9，S 位

梁の損傷が進むと負担せん断力は大きく低下するので，

置）の影響を考慮した式(2)による Qa2 を図-10 中に示す。

T 形鉄骨に変形性能を期待する場合には，No.2 のように T 梁の全面で上梁と接合した方が望ましいことが分

Qa 2 min 0.7

y s aeNT , 0.4 Ec B s ae NT

(2)

かる。

99

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

NT (kN) 350

NT (kN) 350

NT (kN) 350

NT (kN) 350

300

300

300

300

250

250

250

250

200

200

200

150 S

150
81kN

100
50
-30 -20 -10 0
-50

10

20

30 -30 -20 -10 0-50(1) T-1

10

QT (kN) 200
150
100-15 -10

-5

-50

-100

0

Qa2

50

5 10 15 -15 -10
水平ずれ変位
(mm)

-150

Qa1

100

S

実験結果

-5

0
-50

-100

30 -30 -20 -10 0
-50

10

実験結果

S

30

0
-50

0

-100

S

50

5 10 15 -15 -10
水平ずれ変位(mm)
実験結果
剛塑性モデル

-150

Qa1

100

Qa2

50
-5

QT (kN) 200
191
150

Qa1

100

5 10 15 -15 -10
水平ずれ変位
(mm)

-150

-5

0
-50

-100

0

Qa2

5 10 15
水平ずれ変位
(mm)

-150

実験結果
剛塑性モデル-200-200-200 -191-200 -191(1) T-1(2) T-2(3) No.1(4) No.2

図-1020(4) No.2

QT (kN) 200
191
150

S

0

20

T 柱の軸力と層間変形角の関係

150

Qa2

10

83kN

R(×10 -3rad)0(3) No.1

QT (kN) 200
Qa1

50

30 -30 -20 -10 0-50(2) T-2
図-9

0

20

50

R(×10 -3rad)

0

S

100

75kN

50

R(×10 -3rad)

0

150

100

68kN

50

200

S

150

100

R(×10 -3rad)

0

S

T 柱のせん断力と T 柱脚部の水平ずれ変位の関係

NT を考慮した Qa2 は，T-2 では S 位置よりも大きいせでは，梁端の降伏曲げモーメントと xT 部のせん断力をん断力となり，早期に水平ずれ変位が生じたが，T-1 で用いたシアスパン比 M/Qd で計算し，式(4)に示す靱性はおおむね評価できている。No.1 に比べて早期に水平指針式 2)では原式（Rp=0，Rp は終局限界状態でのヒンジ

ずれ変位を生じた No.2 において Qa2 は S 位置相当のせ

領域の回転角）のまま計算した。補強すると梁端のシアん断力に対応することを確認した。

スパン比が小さくなるため，荒川 min 式によるせん断

図-10(3)および(4)に破線で示すように，T 柱のせん断耐力は見掛け上大きくなった。RC 梁端のせん断力の実

力と水平ずれ変位の関係を Qa1 でずれ始める剛塑性型ば

験値は，最大荷重時の RC 柱のせん断力 Qc と T 柱のせねと仮定し，T 柱脚部の位置に挿入して試験体を増分解ん断力 QT から力の釣り合いにより求めた。

析した結果を図-6(4)および(5)に破線で示す。RC 梁端のQsu

0.053 pt 0.23 18 B
M / Qd 0.12ているが，正加力時はおおむね対応している。

Qsu

min Qsu1, Qsu 2,Qsu3,Qbu

７．梁のせん断耐力

Qsu1

弾塑性ばねはファイバーモデルにより梁軸力を考慮した。
No.1，No.2 ともに負加力時は耐力をやや過大に評価しT 形鉄骨を接合した場合の RC 梁のせん断力は，梁端から T 梁の支点の範囲（図-2，xT）で大きくなる。その支点位置を，T-1，T-2 および No.1 では RC 梁と T 梁の接合範囲の中央位置と仮定した。No.2 は全面接合のため T 梁の剛性が高く，T 形鉄骨を剛体とみなしたときの反力の合力位置として，T 梁中央から 2/3(lT/2)（lT ：T

験値と比較して表-4 に示す。式(3)に示す荒川 min 式 1)

100

B

Qsu 2

Qbu

2
Tx je

B

B

pwe wy3

Qsu3

5 pwe wy bD
tan
2

be je

be je
B

wy

j

(3)
(4)

2.5Tx bD
tan
be
2

ここで，

梁の全長）を支点位置と仮定した。梁端部の作用せん断
力とせん断耐力 Qsu を計算した結果を，最大荷重時の実

p we wy be je

0.85 pw wy bj：肋筋の降伏強度：応力中心間距離：トラス機構の角度を表す係数

T 形鉄骨間柱による耐震補強工法の開発

p we ：有効肋筋比果を発揮する。つまり本工法は，梁曲げ耐力時の層be：トラス機構に関与する梁断面の有効幅

せん断力から補強前の梁のせん断余裕度分だけ層せje：トラス機構に関与する梁断面の有効せい

ん断力を上昇させることができる工法であり，梁の：コンクリート圧縮強度の有効係数

せん断余裕度が大きいほど補強効果が得られる。

：トラス機構の有効係数
Tx③

T 形鉄骨梁の先端部分のみを RC 梁に接合する場：アーチ機構の圧縮束の角度

合はその接合範囲の中央を支点位置とし，全面に接：梁の単位長さあたりに負担できる付着力

合する場合は T 形鉄骨梁中央から 2/3(lT/2)（lT：T
形鉄骨梁の全長）の位置を支点位置と仮定した場合，

RC 梁のせん断余裕度（曲げ耐力に対するせん断耐力の比）は，補強前（表-1）に比べて小さくなった。表-荒川 min 式および靱性指針式により補強後の梁のせん断耐力をおおむね評価できた。

4 に示すように，せん断ひび割れが梁端部に多数生じた
T-1 および T-2 のせん断余裕度は，荒川 min 式で 0.55～

参考文献

0.59，靱性指針式で 0.91～0.96 となった。また，せん断

1）日本建築防災協会：2001 年改訂版 既存鉄筋コンク

ひび割れが梁全範囲に分散した No.1 および No.2 のせん

リート造建築物の耐震改修設計指針 同解説，2001

断余裕度は，荒川 min 式で 0.66～0.78，靭性指針式で

2）日本建築協会：鉄筋コンクリート造建物の靱性保証

0.84～1.04 となり，本報の仮定により梁のせん断耐力を型耐震設計指針・同解説，1999

おおむね評価できるものと考えられる。
表-1 より，梁の曲げ耐力時層せん断力に対する柱の曲げ耐力時層せん断力は，シリーズ 1 で 1.58～1.60，シ
リーズ 2 で 3.49～3.62 であり，補強前は柱の曲げ降伏より梁の曲げ降伏が先行する試験体となっている。補強後の RC 梁端（xT 部）における梁曲げ降伏後の梁せん断
力 bQend は，図-2 の記号を用いて式(5)のように表される。

b Qend2b M y

QT hT

L0

(5)

つまり，補強後は梁の曲げ耐力に達した後でも T 柱が全塑性耐力に達するまでは T 柱のせん断力 QT の上昇に伴って RC 梁端のせん断力 bQend は上昇し，bQend が梁のせん断耐力に達したときに最大の補強効果を発揮する。
したがって本工法は，梁曲げ耐力時の層せん断力から補強前の梁のせん断余裕度分だけ層せん断力を上昇させることができる工法であり，梁のせん断余裕度が大きいほど補強効果が得られると考えられる。

８．まとめ
既存建物の耐震補強工法として，T 形鉄骨間柱を用いて RC 建物を補強する工法の実験を 2 シリーズ行い，以下の知見を得た。
①

本工法を用いて RC 架構試験体を補強することにより耐力が上昇し，耐震補強効果が確認された。
②

補強後は梁の曲げ耐力に達した後でも T 柱のせん断力の上昇に伴って RC 梁端のせん断力は大きくなり，梁のせん断耐力に達したときに最大の補強効

101

PCa 柱の埋込み部に関する実験的研究その２ＰＣａ柱の埋込み部に関する実験的研究その２
An Experimental Study on Embedded Part in Precast Concrete Columns Part 2
平田裕一

YUICHIHIRATA江頭寛

HIROSHIEGASHIRA

彰

AKIRA

ITO

建築技術部

伊藤

建築技術部

西成田

由

構造設計ディビジョン徳武

茂隆

SHIGETAKA

構造設計ディビジョン牧田

瑞記

MIZUKIYU

NISHINARITA
TOKUTAKE

MAKITA

本研究で対象とする工法は，PCa 柱を基礎梁内部に埋込む形式となっている。埋込み部は，柱より大きな断面積を有しており，付着力を高めるため，両面リブ付き鋼管とスパイラル筋を用いている。スパイラル筋は，リブ付き鋼管の外側に配筋されている。リブ付き鋼管とスパイラル筋の耐荷挙動に及ぼす影響を検討するため，
押抜き実験，引張実験および曲げせん断実験を行った。押抜き実験より，スパイラル筋の増大により最大耐力が大きくなることが確認された。引張実験の最大耐力は，RC 規準の短期付着力とほぼ同等であった。曲げせん断実験の最大耐力は，基礎梁計算耐力とほぼ一致し，埋込み外周部は終局まで大きな損傷を受けなかった。
キーワード：PCa 柱，埋込み部，押抜き実験，引張実験，曲げせん断実験

The construction method proposed in this paper is about precast concrete columns embedded to thefooting beam. The embedded part of the column has a larger cross-sectional area than the column itself,
and the steel pipe with ribs and the spiral reinforcing bars are used to have higher bond capacity. The
spiral reinforcing bars are arranged outside the steel pipe with ribs. In order to study influence of the steel
pipe with ribs and the spiral reinforcing bars on the strength of the embedded part, push out tests, tension
test and bending shear test were carried out. The push out tests shows that the spiral reinforcing bars
make the maximal strength larger. The tension test shows that the maximal strength is the same as theallowable bond capacity for temporary loading of the RC standard. The bending shear test shows that the
maximal strength is the same as the calculated strength of the footing beam and that the embedded part
did not show any significant damage until the ultimate state.
Key Words: Precast Concrete Column, Embedded Part, Push Out Test, Tension Test, Bending Shear Test

１．はじめに断面積の部位が必要になる。本工法では，両面リブ付き
鋼管により PCa 柱を拡径することで，この部分を構成し筆者らは，構造体の PCa 化の方法として，両面リブ付ている点に特徴がある。また，両面リブ付き鋼管の付着

き鋼管を用いた PCa 柱の埋込み部に関する工法の開発を力を確保するために鋼管の外側にスパイラル筋を配置し進めている 1) 。構造躯体の標準的な PCa 化工法は，基礎ている。

梁までを在来工法で施工し，基礎梁天端より上位に架構

前報 2) で示した実験は，両面リブ付き鋼管の付着性能される上部構造を PCa 化することが多い。本研究で対象を確認するため行ったリブ面の要素付着実験と PCa 柱のとする PCa 化工法は， PCa 柱の下端を従来の基礎梁天端埋込み部の鉛直耐力を確認するために行った圧縮載荷実から耐圧版直上まで延長するものである。基礎梁のコン験である。両面リブ付き鋼管により圧縮耐力が著しく増

クリート強度が PCa 柱より小さい場合，柱軸力を伝達す

大することを確認している。

るため，基礎梁上部に柱と同強度の柱断面積より大きい

本報の実験は，前報に続いて本工法の埋込み部の付着

1

103三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号および引張特性と曲げせん断伝達特性を確認するために行うものである。押抜きおよび引張実験とともに両面リブ付き鋼管を持つ PCa 柱を基礎梁に埋込み，スパイラル

上段筋で補強した T 形試験体による曲げせん断実験を実施し

中段

ている。

下段
外周部底面

２．本工法の概要
図-1に，本 PCa 工法の概要を在来工法と比較して示す。本工法は， PCa 柱を両面リブ付き鋼管により拡径(1) 押抜き試験体し，それを耐圧版直上まで延長するものである。 PCa 柱の建て方を耐圧版の打設後から行うため工期短縮が可能である。一般に基礎梁のコンクリート強度が，軸力伝達に必要な値より，架構として求められる値が小さい場
合，基礎梁の強度の打ち分けを行えば，施工コストを低減することができる。在来工法の場合，打ち分けには，

上段

基礎梁の全せいに対する打継ぎ面が必要となる。このよ

中段

うな打継ぎ面は，施工上の理由から最小限に止めたいと

下段考えられている。本工法では，埋込み部を耐圧版天端に設置するため，強度の打ち分けによる打継ぎ面が耐圧版の内部に限定される。これは施工性を向上し，コストの低減に寄与する。

(2) 引張試験体（在来工法）

図-2

試験体図（押抜き，引張）る。外周部コンクリートには， D16 の杭筋を12本配置
し，スパイラル筋で補強している。押抜き試験の実験パ（本工法）

ラメータは，スパイラル筋の補強量である。加力方法
図-1

本工法の概要は，図 -2(1) に斜線で示した外周部底面を支持し，埋込み部上面を加力する押抜きせん断形式の単調載荷試験で３．押抜きおよび引張実験概要ある。計測項目は，埋込み部の抜出し量とスパイラル筋のひずみ量である。

本実験は，押抜き実験と引張実験の 2 種類の加力形式

図 -2(2) に示すように，引張実験の試験体は，フーチで行うものである。図-2に試験体を示す。また試験体一ングを模擬した外周部に PCa 柱を埋込んだものである。
外周部の大きさは， 650 ×650mmである。 PCa 柱の断覧を表-1に，補強筋の材料試験結果を表-2に示す。
図 -2(1) に示すように，押抜き実験の試験体は，直径

面は， 275 ×275mmである。両面リブ付き鋼管の大きさ750mmの円形状の外周部のコンクリート内に，両面リブ

およびスパイラル筋の配筋量は，押抜き試験体 P1 のも付き鋼管で補強された埋込み部を設置している。両面リのと共通である。 PCa 柱の主筋を加力用上梁に定着し，ブ付き鋼管は，直径400mmである。リブサイズは，高さ

杭主筋は加力用下梁に定着している。引張力は，加力用2.5mm ，角度17°である。試験体の縮尺は，約 1/4 であ

上梁と下梁を介して与えている。

1042

PCa 柱の埋込み部に関する実験的研究その２

計測項目は，加力用梁の変位，鋼管の抜出し量および表-1

鉄筋，鋼管のひずみである。鋼管の抜出し量は，鋼管に試験体名 コンクリート部位

外周部コンクリートと縁を切ったボルトを設置し，そのP1動きを計測している。ひずみは，柱主筋，鋼管，杭主P2筋，外周部縦筋に対して 3 深度で測定した。加力ルール

Tは，コンクリートの短期許容圧縮応力度から定まる軸力を設定し、その値の 1/2 とその値をそれぞれ 2 回与えた

表-2

試験体一覧（押抜き，引張）
割裂強度
ヤング率
圧縮強度
密度
スパイラル筋2422
σB[N/mm ] ρ[t/m3] EC[×10 N/mm ] σct[N/mm ]U6.4＠50
57.4
2.24
2.95
SBPD1275/1420
28.5
2.23
2.22
2.54
U12.6＠50
54.7
2.25
2.90
SBPD1275/1420
27.8
2.23
2.28
2.50
36.2
2.34
2.96
2.66
U6.4＠50
33.4
2.31
2.75
2.70
SBPD1275/1420
30.2
2.25
2.59
2.57

埋込み部
外周部
埋込み部
外周部
埋込み部
耐圧版
外周部

補強筋材料試験結果一覧（押抜き，引張，曲げせん断）

降伏強度 降伏ひずみ
σy[N/mm2] εy[×10-6]
D10(SD295)
369
1993
D16(SD490)
524
3005
D16(熱処理)1081
5791
U10.7(ウルボン)
1364
6456
U6.4(スパイラル)
1397
7233
U12.6(スパイラル)
1288
7025
鉄筋

後，終局まで引張載荷した。

４．押抜きおよび引張実験結果

5000

験体 P1 の初ひび割れは 1374kN である。ひび割れは鉛

4000
荷重(kN)

図-3に押抜き実験の荷重変形曲線を示す。図より，試直外周部の側面に鉛直方向に生じた。その後荷重変形曲線の曲率が著しく増大し，最大耐力 3047kN に至った。

引張強度σｔ[t/m3]
501
710
1161
1468
1442
1423

ヤング率
Es[×105N/mm2]
1.865
1.889
1.866
2.112
1.931
1.834

▼4325kN

P2

伸び率
[%]
25.1
19.3
6.1
7.5
7.1
5.6

▼3473kN▼3047kN

3000

P1▼2418kN▼
2255kN初ひび割れ

2000▼1374kN初ひび割れ

なお，荷重変形曲線の曲率が増大する箇所の荷重値は1000

2418kN である。試験体 P2 の初ひび割れは 2255kN で00ある。その後徐々に剛性低下し，最大耐力は 3047kN に

4

8

12

抜出し量(mm)なった。試験体 P2 の荷重変形曲線の曲率が増大し始め

図 -3 荷重変形曲線（押抜き）

る点の荷重は 3473kN である。図-4にスパイラル筋の荷重ひずみ曲線を示す。試験体 P1,P2 ともに下段のスパイ

5000

ラル筋のひずみが大きく，中段，上段に行くに連れひず

4000
荷重(kN)

P2

みが小さくなっている。また試験体 P1 では荷重変形曲線で曲率が増大した点でひずみが著しく増大している。
図-5に引張試験の荷重変形曲線を示す。図中には，加

下段
中段
上段

3000

▼3473kN
P1▼2418kN

2000
中段

上段

1000

下段

力用梁の変位と抜出し量を重ねて示している。図より，

0
-1000

RC 規準の短期許容応力度から算定した軸力の 1/2 の荷

0

1000

2000

3000

4000

スパイラル筋ひずみ(μ)

重を少し超過した時点で初ひび割れが確認された。また

図 -4 荷重ひずみ曲線（押抜き）

荷重変形曲線において，抜出し量の曲率が大きくなる点
3000の荷重は， 1603kN であり，最大耐力は 1873kN であっ
荷重N(kN)た。図-6にスパイラル筋の荷重ひずみ曲線の包絡線を示す。図より，上段のスパイラル筋のひずみが大きく，有効に拘束していると考えられる。

2000▼1873kN▼1603kN▼短期Ns： 1170kN

1000▼

図-7に引張実験の柱主筋，鋼管，杭筋，外周部縦筋の▼短期Ns/2： 585kN

595kN 初ひび割れ

ひずみモード図を示す。柱のひずみモードに対して，杭00筋，外周部縦筋は，逆勾配になっている。柱主筋と鋼管

4

抜出し量

加力用梁変位

81216

変位δ(mm)

から外周部コンクリートを介して杭筋，外周部縦筋に力

図 -5 荷重変形曲線（引張）が伝達していることが分かる。特に外周部縦筋は，最大3000

耐力近傍でひずみが大きい。これは，終局状態で抜け出
荷重N(kN)

そうとする埋込み部を外周部縦筋が拘束するためと思われる。写真-1に実験終了後の試験体の切断面を示す。写
真より，終局状態では，埋込み部底部が大きくすべって

2000

上段
中段
下段

▼短期Ns： 1170kN

1000▼短期Ns/2： 585kN

おり，外周部縦筋を横切るすべり面が確認できる。
0-500

表-2に実験結果一覧を示す。表中には，参考として
RC 規準の鉄筋の許容付着応力度から算定される付着力

0

500

1000

1500

2000

スパイラル筋ひずみ(μ)

を示した。表より，試験体の抜出し時耐力は，長期付着

図 -6 荷重ひずみ曲線（引張）3105三井住友建設技術開発センター報告

最 大 耐 力 × 0.85

短 期 軸
300

300

200

200

200

200

100

100

位置(mm)

300

位置(mm)

300

位置(mm)

位置(mm)

短 期 軸 力 /2

第 12 号100

力を超過した。押抜き試験体 P1,P2 では抜出し時耐力は
短期付着力より大きい。これに対して引張試験Ｔでは，抜出し時耐力は，短期許容付着力の 83% である。最大耐力は 97%とほぼ同等の値となった。

100

押抜き実験の場合の耐力が大きい原因は，スパイラル
0
-2000

0

2000

0
-1000

0

1000

鋼管ひずみ(μ)

柱主筋ひずみ(μ)

0
-1000

0

1000

杭筋ひずみ(μ)

0
-2000

0

筋による外周部コンクリートの拘束力が両面リブ付き鋼

2000

外周部縦筋ひずみ(μ)

管の垂直抗力として作用し，その摩擦力が付着力に累加しているためと思われる。

図 -7 各部位のひずみモード（引張）５．曲げせん断実験概要
a)

PCa 柱の埋込み部における水平力の伝達特性を把握す鋼管るために，基礎梁に両面リブ付き鋼管を有する PCa 柱を

外周部縦筋埋込んだ T 形試験体による曲げせん断実験を行った。
図-8に，試験体図を示す。試験体は， 375 ×625mmの
杭筋

(1)

切断面全体

(2)

断面を有する基礎梁に，直径400mmの両面リブ付き鋼管a) 部 の 拡 大を有する PCa 柱を埋込んでいる。 PCa 柱埋込み外周部の写真 -1 引張試験体切断面

配筋は，引張試験体と同じである。試験体は 1 体であり，縮尺は約 1/4 である。なお，本実験では PCa 柱埋込

表 -3 実験結果一覧（押抜き，引張）
外径
試験体
(mm)
P1
円形750
P2
円形750
T
方形650

み部の応力伝達特性を確認するため柱に高強度コンクリ

鋼管径 スパイラル筋 実験最大 抜出し時の 長期付着 短期付着
*)
(mm)
pw(%)
耐力(kN) 耐力(kN) 力(kN)*)
力(kN)
400
0.2
3047
2418
1252
1877
400
0.9
4325
3473
1238
1856
400
0.2
1873
1603
1286
1929
*)RC規準の許容応力度より算定ートを用い，主筋に熱処理を行った。主筋は明瞭な降伏点はなく降伏強度 1080N/mm2 から引張強度1160 N/mm2までなだらかに増加した。加力方法は基礎梁の反曲点をロ

図 -8 試験体（曲げせん断）

1064

PCa 柱の埋込み部に関する実験的研究その２

表 -4 材料強度一覧（曲げせん断）
圧縮強度σB[N/mm2]
埋込み部,柱
147.5
耐圧版
38.0
外周部,基礎梁32.6

試験体名 コンクリート部位
MS

密度
ρ[t/m3]
2.57
2.34
2.31

ヤング率
割裂強度
スパイラル筋EC[×104N/mm2] σct[N/mm2]
4.70
7.60
U6.4＠50
3.02
3.33
SBPD1275/1420
2.88
2.72

表 -5 実験結果一覧（曲げせん断）
鋼管径
(mm)
400

試験体
MS

1000

1000

300
▼計算耐力669kN▼計算耐力669kN-500

荷重(kN)

荷重(kN)

00-500▼669kN

6.7%(1/100)
接合部＋柱5.3%(1/150)

柱

接合部

500

500
荷重(kN)

スパイラル筋 実験平均
基礎梁計算*)
柱計算*)
pw(%)
最大耐力(kN) 曲げ耐力(kN) 曲げ耐力(kN)
0.2
701
713
669
*)技術基準解説書の曲げ強度式より算定

200

3.9%(1/200)
3.0%(1/400)

100

3.4%(1/800)▼669kN▲-738kN

-1000
-50

-1000
-25

0

25

50

0

-6

-3

3

6

接合部変位(mm)

柱変位(mm)

図 -9 荷重変形曲線（曲げせん断）

0

図 -10 荷重変形曲線（埋込み外周部）

0

2

4

6

8

変位(mm)

図 -11 変形割合（曲げせん断）

生じていない。

ーラー支持し，杭頭部をピン支持して柱の反曲点に正負
交番漸増水平載荷を各振幅 2 サイクル行った。柱軸力はなお，実験終了後，試験体を切断し， PCa 柱埋込み部

作用させていない。計測項目は図中の加力点と埋込み外にすべりが生じていないことを確認した。埋込み外周部

周部の変位および鉄筋ひずみである。ひずみゲージ位置

コンクリートと両面リブ付き鋼管は一体として挙動しては引張試験体と同じである。

いたと思われる。
終局時までのひび割れ状況，外周部コンクリートの変６．曲げせん断実験結果

形状況，実験終了時にコンクリート切断面の状況などか
ら，埋込み外周部は大きな損傷を受けていない。柱水平力が両面リブ付き鋼管を有する埋込み部を介して基礎梁

表-4， 5 に試験体の材料強度および実験結果の一覧を示す。なお，補強筋の材料強度は , 表-3に示したものとに伝達されていることが確認された。

共通である。表中の基礎梁および柱の計算耐力は，技術基準解説書 3) に示されたはりの曲げ強度式から，加力点

７．まとめ

位置の水平力に換算した値である。また図-9に荷重と加力点位置の変形の関係を，図 -10 に荷重と図-8に示した

本研究で対象とする PCa 化工法は，両面リブ付き鋼管

埋込み外周部の上部（ D3 ）と下部（ D9 ）の相対変位を用いて拡径した PCa 柱の埋込み部を耐圧版直上に設置の関係を示す。本試験体の初ひび割れは，部材角 1/400

する形式のものである。本工法の埋込み部の付着およびで PCa 柱の柱脚部に曲げひび割れが生じている。続いて引張特性と曲げせん断伝達特性を確認するために押抜き

1/200 を超えたところで，基礎梁フェイス部の曲げひび

および引張実験と両面リブ付き鋼管を持つ PCa 柱を基礎割れおよび PCa 柱埋込み外周部の上面にひび割れが生じ

梁に埋込みスパイラル筋で補強した T 形試験体による曲

た。終局時は，柱脚部コンクリートの剥落および基礎梁げせん断実験を行った。実験結果より，以下のことが確の曲げひび割れが大きく進展した。なお，埋込み外周部認された。

側面では，ほとんどひび割れが生じておらず，終局時近①

押抜き実験より，スパイラル筋の配筋量が大きい

傍において，鉛直方向のひび割れが確認された。実験最場合，押抜き耐力が大きくなる。押抜き実験の場

大耐力は，正負平均で 701kN である。これは，基礎梁曲合，軸力を受けるコンクリートは，放射状に著しくげ耐力とほぼ一致している。図 -11 に柱と PCa 柱埋込み膨張する。スパイラル筋はこの膨張を拘束する役割

外周部の変形割合を示す。部材角 1/100 までの範囲で，を果たしている。実験結果では，下段のスパイラル

全体変形に占める外周部の変形割合は， 3.0 ～ 6.7% と筋のひずみが大きく，下段の拘束効果が大きかっ小さい値で安定しており，外周部での急激な変形増大はた。スパイラル筋の配筋量の増大による耐力の増大

5107三井住友建設技術開発センター報告②

第 12 号は，外周部コンクリートに対する拘束力が増大し ,参考文献

リブ面の摩擦力が累加したためと思われる。

1 ）徳武，平田他： PCa 柱の埋込み部に関する実験的研究（その１） , （その２） , 日本建築学会大会梗概

押抜き実験の抜出し時耐力は， RC 規準の鉄筋の集（北海道） , 2013.8, 構造Ⅳ, pp.715-718

短期許容応力度に両面リブ付き鋼管の表面積を乗じて得られる短期付着力より大きかった。これは，短2 ）平田他： PCa 柱の埋込み部に関する実験的研究 , 三

期付着力相当の押抜き力では鋼管が動かないことを

井住友建設技術開発センター報告 , No.11, 2013,

示している。鋼管の抜出し時耐力は，鉄筋の許容付

pp.91-98
3 ）国土交通省住宅局建築指導課他：2007年版建築物の着応力度から推定した場合，十分な余力を有してい

構造関係技術基準解説書

ると思われる。
③

引張実験の抜出し時耐力は， RC 規準の鉄筋の長期許容付着より算定される長期付着力より大きかっ
た。また，最大耐力は，短期付着力と同等であった。押抜き実験との耐力の違いは，加力方向よって外周部コンクリートの膨張量が異なることを反映していると思われる。鋼管の付着力が，加力方向の影
響を受けるため，設計時に適切に考慮する必要があると思われる。

④

曲げせん断実験の最大耐力は，基礎梁の計算耐力とほぼ一致した。また，終局時までのひび割れ状
況，外周部コンクリートの変形状況，実験終了時にコンクリート切断面の状況などから，埋込み外周部
は大きな損傷を受けておらず，鋼管の抜出しも見られない。柱水平力が埋込み部を介して基礎梁に伝達されていることが確認された。

1086

シリカフュームとフライアッシュを併用した超高強度コンクリートに関する研究

シリカフュームとフライアッシュを併用した
超高強度コンクリートに関する研究
Study on Ultra-High-Strength Concrete Using Silica Fume and Fly Ash
松田

拓

TAKU MATSUDA

蓮尾孝一

KOICHI

HASUO

超高強度コンクリートを対象に，セメントの一部をシリカフュームに加えてフライアッシュで置換することの効果を実験的に検討した。その結果，セメントの一部をシリカフュームで置換したコンクリートに比べ，粘性が低減され，20℃条件と高温条件いずれもより高い強度を得ることが可能と分かった。また，高温条件ではフライアッシュも材齢初期からポゾラン反応して強度と収縮に影響していることを示し，高温条件での強度と自己収縮の増進におけるポゾラン反応の影響を，水分消費と SEM 画像の観察結果から考察した。
キーワード：超高強度コンクリート，シリカフューム，フライアッシュ，自己収縮

For Ultra-High-Strength Concrete, the effect of substituting a part of the cement for fly ash in addition
to silica fume was examined experimentally. As a result, the viscosity was reduced and the strength wasincreased in comparison with concrete which a part of the cement is replaced with a silica fume only.
According to the observation result of water consumption and SEM image, it was clarified that fly ash
reacted at early ages under high temperature condition and the effect of pozzolanic reaction to thestrength and shrinkage increment was also discussed.
Key Words: Ultra-High-Strength Concrete, Silica fume, fly ash, Autogeneous Shrinkage

表-1

１．はじめに使用材料

名称および種類

物性3

高強度コンクリートは単位結合材量が多いため，粘性の増大や流動性の低下が課題となる。一般に，低水結合

結合材
（B）

材比（以下， W/B ）条件においてセメントにシリカフュ

L

密度:2.20g/cm3，比表面積:16.4m2/g，
SiO2:94.6%

SF

シリカ
フューム
フライ
アッシュ

ーム（以下， SF ）を混和すると，流動性と圧縮強度

32

密度:2.44g/cm ，比表面積:8500cm /g，
SiO2:56.5 %3

フェロニッ 表乾密度:2.90g/cm ，ケルスラグ 吸水率:2.44%，F.M.:2.2
硬質砂岩 表乾密度:2.66g/cm3，
粗骨材
砕石
吸水率:0.84%，最大寸法:13mm
高性能減水剤 ポリカルボン酸系
化学
ポリオキシアルキレン
混和剤
消泡剤
アルキルエーテル系（以下，強度）が高まる。この理由は微細な球状粒子で細骨材ある SF が，フレッシュ時にはセメント粒子間を充填し，硬化時にはポゾラン反応して水和物の微細空隙を充填するためと考えられている。また従来， SF よりも寸法が大きくポゾラン反応性を有す球状粒子であるフライ

記号2

低熱ポルトラ 密度:3.24g/cm ，比表面積:3300cm /g，
ンドセメント C2S:55%

FA
S
G
SP
NonAE

アッシュ（以下， FA ）を， SF と混合使用すること

熱養生が採用されることが多い 2) 。強度領域は異なる

で，流動性と強度が改善可能なことが報告されているが，セメントに FA を混和したコンクリートも高温でポ1)。

ゾラン反応が促進されることや 3) ，急激に強度増進する

一方，セメントに SF を混和した高強度コンクリート

こと 4) が報告されている。すなわち，低 W/B 条件でセメ

は高温条件でポゾラン反応が活発に行われ，著しく強度

ントに SF と FA を混和すれば， SF のみを混和するよ増進する。このため超高強度コンクリートの製造には加りも高い流動性に加え，これを加熱養生することでさら

1

109

三井住友建設技術開発センター報告

表-2
実
験
シ
No.
リ
ー
ズ

1

2

3

1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17

コンク
リート
名称

第 12 号

調合条件およびフレッシュ性状
置換率
[B×％]

単位量
[kg/m3]W/B W/CW

G

フレッシュ性状
SP添
加量
[B×%]

SF FA
L-0.20
LSF-0.20
LSFFA-0.20
LSF-0.17
LSFFA-0.17
LSF-0.13
LSFFA-0.13
LSF-0.12
LSFFA-0.12
L-0.20
LSF-0.20
LFA-0.20
LSFFA-0.20
LSF-0.12
LSFFA-0.12
LSF-0.12
LSFFA-0.12

0.20
0.17
0.13
0.12

0.20

0.12
0.12

0.20
0.22
0.29
0.19
0.24
0.14
0.19
0.13
0.17
0.20
0.22
0.25
0.29
0.13
0.17
0.13
0.17

0
10
10
10
10
10
10
10
10
0
10
10
10
10
10
10
10

0
0
20
0
20
0
20
0
20 150 851
0
0
20
20
0
20
0
20

表-3

0.95
1.20
1.40
2.20
2.20
0.95
1.20
0.95
1.20
2.20
2.00

試験体の仕様と水準
試験
（測定）
材齢[日]

実験
試験体
シリ 試験項目
養生条件
寸法[mm]
ーズ

スランプ
フロー

空
温度 気
50cm フロ [℃] 量
[%]
通過 ー値
[sec.] [cm]8.02 89.0 28.0 1.5
7.07 68.5 26.0 2.3
3.08 84.5 27.0 1.2
6.09 77.0 26.0 1.9
3.05 89.3 27.0 1.5
25.0 65.8 29.0 2.3
8.08 81.0 29.0 2.2
58.0 57.5 31.0 3.0
14.1 74.0 30.5 2.4
8.64 89.8 25.5 1.1
7.01 62.5 26.0 1.4
9.42 69.8 28.0 1.2
3.03 83.8 27.0 1.4
31.6 60.8 31.0 1.8
14.0 71.8 31.5 2.5
24.5 64.6 30.5 2.2
8.80 73.5 26.0 2.1

圧縮強度1

φ100×200
円柱

20℃一定

7，28，
56，91，470

90℃加熱

7

自己収縮 □100×100
20℃一定
ひずみ ×400角柱

凝結始発～470

20℃一定

28，（LFA-0.20
は91も実施）

φ100×200
圧縮強度
円柱

60℃履歴

7

90℃加熱

2

自己収縮 □100×100 20℃一定
ひずみ ×400角柱 60℃履歴

凝結始発～384

一軸拘束 □100×100 20℃一定×850角柱 60℃履歴
応力

凝結始発～384

凝結始発～8
凝結始発～820℃一定 0.7，7，28，56，91
圧縮強度
3φ100×200
円柱

温度が40，60，75，

90℃履歴 90℃に到達時および
3，7，28，56，91日

凝結始発～150
自己収縮 □100×100 20℃一定
ひずみ ×400角柱 90℃履歴
凝結始発～28※試験体は全て封かん条件に高い強度が得られる可能性がある。またこのとき，90

SF と FA がセメントに対し，内割り置換で使用される60のであれば， CO2 排出量からみた環境側面において望ま温度[℃]

しい。ただしこの検討においては，高温条件で急激に増進する自己収縮ひずみ（以下，自己収縮）の特性を把握する必要がある。

48h

120h

30

以上の背景から，本研究はW/B=0.20以下の超高強度コ
ンクリートを対象に，セメントの一部を SF に加え，更に FA で置換することの効果を実験的に検討したもので

20℃一定

96h

90
60

2.92℃/h30
20
00.34℃/h
0

1

2

図-1

ある。

-2.92℃/h

90℃加熱
60℃履歴
90℃履歴

3
4
5
材齡[日]

6

7

8

試験体に与えた温度履歴

シリーズ2

単位：mm

850
492 .8350

２．実験概要15086

202 .258. 2

100

204 .63 50

使用材料を表-1に，実験シリーズごとの調合条件およひずみゲージ

びフレッシュ性状を表-2に示す。 FA は JIS A 6201 ：図 -2

異形棒鋼D32

一軸拘束試験体

1999のⅠ種を使用した。本稿では，結合材（以下， B ）として，質量比で低熱ポルトランドセメント（以下，

一定温度に制御した環境に所定の期間存置（移設）する

L ）： SF ＝ 9 ： 1 ， L ： SF ： FA ＝ 7 ： 1 ： 2 ，条件である。60℃履歴と90℃履歴は，実際のコンクリー

L ： FA ＝ 8 ： 2 ，および L 単味の 4 種類を使用したコ

ト部材内部の温度履歴を模擬する条件である。具体的にンクリートを対象とし，それぞれ“ LSF 調合”，は，試験体を20℃に制御した温度可変制御槽内に存置“LSFFA調合”，“ LFA 調合”，“ L 調合”と呼称す

し，図-1の条件で槽内温度を制御して試験体に温度履歴る。シリーズ 1 と 2 ではW/B=0.20の調合において，結合を与える。温度上昇開始のタイミングは凝結始発とし

材中に SF と FA のどちらも存在しない場合，どちらかた。自己収縮は凝結始発を起点とし，試験体温度の実測

一方が存在する場合，どちらも存在する場合，のフレッ

値より線膨張係数を 10.0 × 10-6/ ℃と仮定して求めた。一

シュ性状・強度・自己収縮への影響も確認した。

軸拘束試験体は文献 5) と同じ仕様で，コンクリート角柱に D32 の異形棒鋼を配置したものである（図-2）。

試験体の仕様と水準を表-3に示す。試験体はすべて封また，一部の強度試験体を試験後に粉砕・ 105 ℃乾燥

かん養生とし，環境温度を制御することで，図-1に示す

し，蒸発水率（調合上の水量に対する蒸発水量 [wt%]

温度履歴を与えた。20℃一定と90℃加熱は，試験体を

1102

シリカフュームとフライアッシュを併用した超高強度コンクリートに関する研究（骨材吸水量を補正））を測定した。ただしシリーズ 3

３．実験結果では，試験体と同じバッチのコンクリートをウェットス（１）フレッシュ性状

クリーニングしたモルタル試料を作製し，これを試験体と同条件で養生して強度試験時に粉砕・ 105 ℃乾燥し，コンクリートの練混ぜには強制二軸ミキサを使用し，蒸発水率を求めた。このモルタル試料について，一部のW/B が同じ調合では材料の投入順序と練混ぜ時間を同じ水準で走査電子顕微鏡による画像を撮影した。

とした。高性能減水剤（以下， SP ）の添加量は同 W/Bの L ， LFA 調合と同 W/B の LSF ，LSFFA調合とでそれぞれで同量とした。コンクリートの温度は25.5~31.5℃の範囲にあり，空気量は 1.1~3.0% の範囲で単位紛体量が増加すると多くなる傾向にあった。スランプフローは調合
No.10 の89.8cmのように比較的大きなものもあったが，材料分離は確認されなかった（写真-1）。 50cm フロー
通過時間を図-3に示す。 (a) を見ると，通過時間は W/B

写真-1が小さいほど長く，またLSFFA調合は LSF 調合より短

スランプフローの状況（調合 No.10 ）い。 (b) は W/B ＝ 0.20 の結果を抽出したものであるが，LSFFA調合の通過時間は他より明らかに短い。以上か

50cm通過時間[sec.]

60
40
20
0

0.2

0.17 0.13 0.12
W/B

12
9
6
3
0

(a) W/B の 違 い

W/B=0.20

ら，超低 W/B 条件において，セメントの一部を SF に加

L調合

え FA で置換すると， SF のみまたは FA のみで置換す

LSF調合
LFA調合
シリ
-ズ2

シリ
-ズ1

るよりも粘性が低減され，コンクリートの流動性を改善

LSFFA調合可能と分かった。

(b) 結合材の違い

図 -3 50cm フロー通過時間（２）20℃条件における強度・収縮性状
20℃一定条件での強度，自己収縮，一軸拘束試験によ

コンクリート応力[N/mm ]2シリーズ 2

全てシリーズ 2

2
1

(i)

0.3 1

W/B=0.20
10
100
材齢[日]

W/B=0.12

-200

-400
シリーズ 3-600 (f)シリーズ 210050(c)
W/B=0.17

-200

-400
W/B=0.13-600 (g)
0.3 1

3

2

150

0

シリーズ 1

圧縮強度[N/mm ]

2

(b)

0

コンクリート応力[N/mm ]シリーズ1-400 (e)050

W/B=0.20

-300

3

100

W/B=0.20

-100
-200

150

破線： W/B=0.17
200 実線： W/B=0.13

200

LSFFA-0.17(L,SF,FA)=(618,88,177)

150[kg/m3]100
50

LSF-0.20(L,SF,FA)=(675,75,0)(d)[kg/m3]0
自己収縮ひずみ[×10 -6](a)

自己収縮ひずみ[×10 -6]50

圧縮強度[N/mm ]

100

200

250

250

W/B=0.12

自己収縮ひずみ[×10 -6]2

圧縮強度[N/mm ]1500
自己収縮ひずみ[×10 -6]

250○：シリーズ 1
200 △：シリーズ 2▽：シリーズ 322

圧縮強度[N/mm ]

250

-200

-400

LSF-0.20(L,SF,FA)=(675,75,0)[kg/m3]
LSFFA-0.17(L,SF,FA)=(618,88,177)-600 (h) [kg/m3]

10
100
材齢[日]

0.3 1

10
100
材齢[日]

コンクリートの種類

2

L調合

LSF調合

LFA調合

LSFFA調合

凡例

1シリーズ 2
0

(j)

0.3 1

W/B=0.12

L

10

9

8

7

比率 SF

0

1

0

1

FA

0

0

2

2

10
100
材齢[日]

図-4

20℃一定条件での測定結果
3111

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

るコンクリート応力の測定結果を図-4に示す。まず，合と同程度だが，90℃加熱で明らかにそれらより高くな

W/B=0.20における自己収縮の結果 (e) を見る。 L 調合，っている。
60℃履歴での温度，自己収縮，一軸拘束試験によるコ

LSF 調合， LFA 調合，LSFFA調合いずれの結果も最初に急激に収縮するが，材齢 1 日以前に挙動が膨張側に変化

ンクリート応力の測定結果を図-7に示す。拘束応力の測する屈曲点が現れ，その後，材齢 2 ～ 3 日のうちに再び定値は，測定器に不具合が生じたため材齢 5 日付近まで収縮挙動に転じている。それ以降の挙動は，ポゾラン材である。図中には20℃一定の結果も併記している。ポゾ料（ SF もしくは FA ）の有無で傾向が異なる。すなわ

ラン材料の有無によらず，いずれのコンクリートの自己

ち， L 調合は材齢10日から60日付近にかけ再度，わずか収縮も高温で養生されると初期に急激に進行している。

に膨張側に挙動し，その後収縮している。一方， LSF ，
圧縮強度[N/mm ]LFA ， LSFFA調合にこのような傾向は見られず，これら

2のコンクリートの自己収縮は材齢10日付近以降， L 調合よりも大きくなる。 LSF ， LFA ，LSFFA調合の自己収縮を比較すると，材齢 100 日付近では LSF 調合＞LSFFA調合＞ LFA 調合である。しかし， LSF 調合の自己収縮は他より早く停滞し始めるため， 470 日時点ではLSFFA調合

2402

圧縮強度[N/mm ]クリート応力の結果(i)を見ると，自己収縮と同時期に増減している。このことからも，自己収縮の停滞や再進行は確かに生じたと推察される。またW/B=0.20における強度の結果 (a) を見ると， (e) で確認される自己収縮の傾向と同様に， LSF 調合の材齢91から 470 日の強度増進は
LSFFA調合より緩やかとなり，材齢 470 日時点では

L調合

160
120

図-5

の自己収縮が最も大きい。ここで各コンクリートのコン

材齢7日

200
LSF調合
0.20

0.17

0.13

W/B

LSFFA調合0.12

圧縮強度試験結果（90℃加熱，シリーズ 1 ）180 材齢28日

材齢7日

材齢7日

160
L調合
LSF調合
LFA調合
LSFFA調合

140
120
100

図-6

20℃一定

90℃加熱

60℃履歴

圧縮強度試験結果（ W/B = 0.20 ，シリーズ 2 ）LSFFA調合＞ LSF 調合となっている。この傾向は， (b)(c) (f) (g) (j)を見るとW/B=0.20～ 0.12 の範囲で同様と分か

80として，結合材の違い（すなわちポゾラン材料の有無，
ポゾラン材料の種類と量および組み合わせ）が考えられる。本実験の範囲では SF と FA の効果の差異について

80

W/B=0.20

60

温度[℃]

温度[℃]

る。各コンクリートの強度と自己収縮特性が異なる理由

40
20

W/B=0.12

60
40
20
0

0

度と自己収縮に影響していると推察される。
本検討から，超低 W/B 条件において L の一部を SF に加え FA で置換すると，材齢 100 日を越える長期において強度と自己収縮が大きくなると分かった。 (d) (h) は，

-100
-200
-300

LSFFA-0.17と LSF-0.20 の強度と自己収縮である。
コンクリート応力[N/mm2]

LSFFA-0.17の単位セメント量は LSF-0.20 より少ない
が，20℃一定・材齢 470 日で LSF-0.20 より強度が30N/mm2 以上高く，自己収縮は 200 × 10-6 以上大きい。
（３）高温条件における強度・自己収縮性状
90℃加熱・材齢 7 日の強度結果（シリーズ 1 ）を図-5に，20℃一定・材齢28日，60℃履歴・材齢 7 日，90℃加熱・材齢 7 日の強度結果（シリーズ 2 ）を図-6にそれぞれ示す。この検討の範囲では， LFA 調合の強度は，20℃

4

-400

-600
5

2.5

4

2
1.5
1
0.5
0

0

2

4
6
材齢[日]

図-7

LSFFA調合の強度は，60℃履歴では L 調合および LSF 調

-200

3

L調合

と高温いずれの条件でも L 調合より低かった。一方，

112

自己収縮ひずみ[×10 -6]

降， SF ， FA どちらもポゾラン反応し，このことが強コンクリート応力[N/mm2]

自己収縮ひずみ[×10 -6]

定量的な評価は難しいが，少なくとも材齢10日付近以

LSF調合

8

3
実線： 60℃履歴
破線： 20℃一定

2
1
0

0

2

4
6
材齢[日]

LFA調合 LSFFA調合

60℃履歴条件での測定結果

8

シリカフュームとフライアッシュを併用した超高強度コンクリートに関する研究

しかし， L 調合の自己収縮は温度降下時に膨張側へ挙

100
(a)
80
60
40
20

温度[℃]

動し，コンクリート応力が低下している。セメント単味の調合による同様な現象は，過去にも報告がある 6) 。温度降下過程における自己収縮特性は，結合材がセメント250で置換したコンクリートとで異なると考えられる。本結果から， LFA 調合の高温条件での自己収縮特性は， LSF
調合と同様と分かった。すなわち， SF と FA どちらも高温条件では材齢初期よりポゾラン反応し，その結果自

75

(b)

200
150
100

ひずみ[×10 -6]

次に90℃履歴での温度，強度，蒸発水率，ひずみの測定結果（図-8）を見る。温度の結果 (a) 中のプロット
は，強度と蒸発水率を測定した時点を表す。ひずみの結

全ひずみ

0
-300

自己収縮ひずみ

LSF調合

-600
-900

果 (c) には，コンクリートの自己収縮に加え，全ひずみ

55
50
45

蒸発水率
蒸発水率

50
300

己収縮が大きくなると推察される。

70
65
60

圧縮強度

蒸発水率[%]

圧縮強度[N/mm2]

単味のコンクリートと，セメントの一部をポゾラン材料

プロットは試料採取を実施した時点を併記している。この理由は，温度が90℃一定となる期(c)
0

LSFFA調合

1

2

6

7

8

90℃履歴条件での測定結果

図-8間では，全ひずみで自己収縮の進行を直接的に評価でき

3
4
5
材齡[日]

るためである。LSFFA調合の強度は90℃に到達した時点
では LSF 調合より低いがそれ以降大きく増進し，材齢 7

(a)

200

日時点で LSF 調合を超えている。また，蒸発水率の減少

150

量と全ひずみの収縮増分（もしくは自己収縮の増分）の

100

どちらも，90℃到達以降， LSF 調合よりLSFFA調合のほ200

うが大きい。一方，前述した60℃履歴の結果（図-6，

7日

100

比べ，同程度（もしくはそれ以下）となっている。
クリートの強度と自己収縮は，60℃履歴では L の一部を150

SF で置換しただけのコンクリートと同等以下だが，

100

90℃履歴のように継続的な高温養生を実施すると，材齢200

3 ～ 7 日程度でそれを上回ることが分かった。今後，

150

圧縮強度[N/mm2]以上から， L の一部を SF に加え FA で置換したコン200SF と FA が共存しそれぞれポゾラン反応して形成される組織構造と養生温度との関係について，研究される必
要がある。

４．考察

100

28日
470日

(b)

28日

LFA-0.20

(e)

200

20℃

150

28日

の結果 (a)(b)(c)(d) を見る。20℃一定を見ると， L 調合に50

比べ LSF ， LFA ，LSFFA調合は強度増進に伴う蒸発水率0

LSF ， LFA ，LSFFA調合は，それぞれの調合においてお7日
90℃ → 採取時の
温度[℃]
75℃

7日

40℃

60℃

LSF-0.12(f)

100の減少量が少ない。60℃履歴を見ると， L 調合に比べ28日

LSFFA-0.20150

蒸発水率と強度との関係を図-9に示す。まずW/B=0.20

7日

470日

(d)

200

（１）蒸発水率と強度との関係

7日

28日

250

発水率の測定結果と画像観察の結果から考察する。

7日

(c)

250

50

○：シリーズ1△：シリーズ2▽：シリーズ3

LSF-0.20

100

本章では，高温条件における物性の変化について，蒸黒：20℃一定
青：60℃履歴赤（塗り）：90℃加熱
赤（抜き）：90℃履歴

7日

L-0.20150

図-7）では，LSFFA調合の強度と自己収縮は LSF 調合に

470日

20℃

90℃

28日
(画像観察)

75℃
7日

40℃

60℃

LSFFA-0.12
20

30

40

50
60
蒸発水率[%]70

図-9蒸発水率と圧縮強度との関係

80

おむね強度が同等な20℃一定（材齢28日）よりも蒸発水率が大きい。90℃加熱を見ると， L 調合の蒸発水率は

5113

第 12 号

三井住友建設技術開発センター報告

FA
FA

(a)

20℃一定
図 -10

(b)

90℃履歴

材齢28日における二次電子像の例

セメント

セメント

(a)

表-4

20℃一定
図 -11

(b)
材齢28日における反射電子像の例

養生温度条件による物理量の差異（材齢28日）
圧縮強度
自己収縮
[N/mm2] ひずみ[×10-6]

90℃履歴（２）画像で確認される温度条件による反応形態の違い

蒸発水率
[%]

セメント
面積率[%]

シリーズ 3 のLSFFA-0.12で，20℃一定と90℃履歴の，
材齢28日時点での二次電子像と反射電子像を撮影した。

20℃一定

161

-484

49.9

27.5

90℃履歴

238

-851

45.2

29.0

試料は，蒸発水率の測定に使用した，ウェットスクリ
ーニングモルタルを粉砕し 105 ℃乾燥したものである。
二次電子像と反射電子像の例を，図 -10 ，図 -11 に示LSF ， LFA ，LSFFA調合より明らかに小さい。これらはす。

材齢に伴う水分消費の機構が，ポゾラン材料の有無と温二次電子像で FA 粒子を見ると，90℃履歴は20℃一定

度条件により異なると示唆するものであるが，この検討に比べ輪郭が不明瞭なものが多いことから，ポゾラン反は今後の課題としたい。ポゾラン材料が存在する系につ応が進行していると推察される。このことから，

いては，W/B=0.12の結果 (e)(f) を見ると材齢初期からの

LSFFA-0.12の強度と自己収縮が90℃履歴で LSF-0.12 より変化が分かる。すなわち，90℃履歴において60℃を超え大きくなる理由に， FA のポゾラン反応が寄与している

た以降の高温条件では，20℃一定に比べ蒸発水率が減少と推論される。次に反射電子像を見ると，温度条件によせずに強度増進している。 L と SF の系での同様な結果

らず未反応のセメント粒子が残存している。そこで反射が過去にも報告されており，60℃程度に温度上昇すると電子像から，既往の研究 9) を参考に未反応セメント粒子

ポゾラン反応が活発になると分かっている 7),8) 。すなわの占める面積率（以下，セメント面積率 [%] ）を算出しち FA 調合において，「強度が同等であっても蒸発水率た。それぞれの温度条件での，強度，自己収縮，蒸発水は60℃履歴のほうが20℃一定より大きい ｣ という (c) の率，セメント面積率（10視野の平均値）を表-4に示す。

結果は，高温条件において， FA のポゾラン反応も SF

これによると，90℃履歴は20℃一定に比べ，強度と自と同様に活発となることを，水分消費の観点から示唆す

己収縮が大きく蒸発水率が小さい（水分が消費されているものである。

る）ものの，セメント面積率は同等以上（反応率は同等以下）である。また３．（３）図-7の検討で，高温条件での自己収縮は，ポゾラン材料が存在しないと小さいと

114

6

シリカフュームとフライアッシュを併用した超高強度コンクリートに関する研究分かっている。これらのことから以下を考察することが

参考文献

できる。

1)

①

高温条件では20℃条件に比べポゾラン反応が加速

夫：シリカフュームと分級フライアッシュを用いた

し，水分はポゾラン反応で優先的に消費される。こ

超高強度コンクリートの研究，コンクリート工学年のため，セメントの水和反応はポゾラン反応ほどに

次論文集， Vol.14 ，No.1， pp.285-290 ，1992
2)は加速しない。
②

たとえば，丸山武彦，伊東幸雄，土田信治，金井孝

たとえば，本間大輔，小島正朗，三井健郎： 150 ‐高温条件で強度と自己収縮が著しく増進する要因

200N/mm2 級超高強度コンクリートの養生方法と強として，セメントの水和反応よりもポゾラン反応の度発現性，コンクリート工学年次論文集， Vol.34 ，効果が大きい。高温条件では，ポゾラン反応による

No.1， pp.1234-1239 ，20123)

巨視的な体積減少が，自己収縮を著しく増進させ

たとえば，谷口円，佐川孝弘，桂修：フライアッシュの反応速度に関する研究，コンクリート工学

る。

年次論文集， Vol.29 ，No.1， pp.189-194 ，2007

今後検討を加え，本考察を検証する予定である。
4)

５．まとめ

石川嘉崇：コンクート用フライアッシュの JIS 化における活性度指数に関する一考察，日本建築学会技術報告集， Vol.18 ， No.40 ， pp.819-822 ，2012

5)

セメントの一部をシリカフュームに加え更にフライア

加納嘉，松田拓，蓮尾孝一：超高強度コンクリー
その 1 実ッシュで置換したコンクリートについて，今回の検討範トの自己収縮特性評価手法に関する検討

囲より以下の知見と考察を得た。

験概要および一軸拘束試験の有効性，日本建築学会①

大会学術講演梗概集（北海道）， pp.57-51 ，2013

セメントの一部をシリカフュームで置換したコン
6)

クリートよりも，低粘性で流動性の高いフレッシュ
性状が得られる。
②

および実環境条件を考慮した高強度コンクリートの20℃条件では 100 日程度，高温条件では90℃程度

ひび割れポテンシャル評価に関する研究，日本建築の養生を 3 ～ 7 日程度行うことで，セメントの一部

学会構造系論文集， Vol73 ，No.623， pp.19-26 ，をシリカフュームで置換したコンクリートより高い

2008
7)

強度が得られる。この理由に，フライアッシュのポゾラン反応が寄与していると考えられる。
③

丸山一平，寺本篤史：低水セメント比時のシリカフ
ュームを混和したセメント硬化体の収縮挙動に関す高温条件では常温条件に比べポゾラン反応が加速る基礎研究，コンクリート工学年次論文報告集，Vol.30 ，No.1， pp.579-584 ，2008

するが，セメントの水和反応はポゾラン反応ほど加8)速しない。高温条件では，ポゾラン反応による巨視④

早野博幸，丸山一平，野口貴文，栩木隆：調合設計

松田拓ほか： 200N/mm2 級超高強度コンクリート

的な体積減少が，コンクリートの自己収縮を著しくの強度・自己収縮特性における初期高温履歴の影響増進させていると考えられる。

メカニズム，日本建築学会構造系論文集， Vol.76 ，No.666， pp1383-1392 ，2011

超高強度コンクリートにおいてセメントの一部を
9)

シリカフュームに加えフライアッシュで置換する

五十嵐心一，渡辺暁央，川村満紀：反射電子の画解と，その性能を高めることが可能と分かった。ただ析によるセメント水和度の推定と強度に関する一考

し今回の検討範囲では，自己収縮が大きくなること

察，コンクリート工学論文集， Vol.14 ， pp23-29,に留意が必要である。

2003

謝辞：本稿は，東京大学と住友大阪セメント㈱との共同
研究成果の一部を取り纏めたものです。また日本シーカ㈱の関係各位に，化学混和剤の提供並びに実験への協力を頂きました。ここに記し，感謝いたします。

7115

RC 戸境壁の独立下地ボード壁仕上げの遮音性能に関する研究

ＲＣ戸境壁の独立下地ボード壁仕上げの遮音性能に関する研究
Experimental Study on Sound Insulation of Double Wall composed of RC Walland Gypsum Boards in Multiple Dwellings
嶋田

泰

YASUSHISHIMADA岩本

毅

TAKESHIIWAMOTO

集合住宅の RC 戸境壁の内装仕上げとして独立下地ボード壁を設置した場合，RC 壁とボード壁からなる中空壁の共鳴透過により隣戸間の遮音性能が低下することがある。しかしながら，住戸プランの違いなどによるボード壁仕様の条件の違いによって遮音性能低下の程度にはばらつきがあり，現場性能の予測が困難な状況である。そこで，本研究では独立下地ボード壁の仕様の違いによる遮音性能の変化の傾向を明らかにするため実験室における実験を行った。その結果，遮音性能低下に影響を及ぼす要因を明らかにすることができた。
キーワード：RC 壁，ボード壁，遮音性能，共鳴透過In cases of constructed gypsum boards wall as a RC wall finish, there is sound insulation loss byresonance transmission caused by double wall. Because the degree of sound insulation loss is varied bycharacteristic of double wall specifications, the prediction of sound insulation performance is difficult. To
investigate the sound insulation of double wall under various conditions, an experimental study was
executed. As a result, factors of sound insulation loss were clarified.
Key Words: RC Wall， Gypsum Boards Wall，Sound Insulation，Resonance Transmission

１． はじめにいなどによるボード壁の仕様や施工方法，周辺の内装仕上げ仕様などの違いよって，その性能低下の程度は大き集合住宅の遮音性能については，施主および入居者

くばらつき，現場性能の予測が困難な状況である。そこの要求は相変わらず高く，建物の設計時の予測から竣工で，本研究では，ボード壁の仕様の違いによる遮音性能

時の検証に至るまで十分な検討が要求される。その中での変化の傾向を明らかにするため，実験室において以下

隣戸間の戸境壁の遮音性能については最も基本的な性能の実験を行った。

の一つとして各施主とも遮音性能基準を設けており，そ２． 検討項目の必達が求められている。
近年，RC 戸境壁の内装仕上げとして，断熱補強部との仕上げ段差の解消や仕上げ精度の向上などの理由から，室間の遮音性能に影響を及ぼすと考えられるボード

戸境壁面の外側に軽量鉄骨（LGS）や木軸による独立下壁の仕様上の要素として，表-1 に示す 4 つの要素に着

地に石膏ボードを張った独立下地ボード壁仕上げ（以降，目し，検討項目とした。

単にボード壁と呼ぶ）とする建物が増えてきている。この場合，隣戸間の遮音性能に対しては，RC 壁とボード

表-1
①
②
③
④

壁との間に空気層を持つ中空壁による共鳴透過の影響により，基の RC 壁の遮音性能に比べ低音域での遮音性能が低下することがある。しかしながら，住戸プランの違

1

検討項目

ボード壁の空気層寸法の違いによる影響
ボード壁下地材の RC 壁への固定の影響
ボード壁に周辺部位の内装仕上げが取り付く影響
戸境壁の両側にボード壁を施工する影響

117

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

303 303 303 303 303 303

３． 実験方法

350
下地ｽﾀｯﾄﾞ位置550

実験方法は，基本的な検討項目である表-1 の①②に

ﾎﾞｰﾄﾞｼﾞｮｲﾝﾄ

200

ついては，ボード壁単体としての特性を調べることとし，

450

実験室の戸境壁の受音室側にボード壁のみを設置した状

測定点

h:2,900

450

態で，ボード壁面の振動測定を行った。検討項目③④については，より実際の建物に近い条件下における傾向を450調べることを目的とし，戸境壁以外の天井や側壁の内装

450

仕上げも再現した状態で，ボード壁面の振動と併せて室(寸法単位：mm)

w:4,000

図-2

ボード壁面の振動測定点

ﾉｲｽﾞｼﾞｪﾈﾚｰﾀRION SF-05

ｱﾝﾌﾟ
ROLAND SRA1200

間の遮音性能（室間音圧レベル差）の測定も行った。
実験室は図-1 の RC 構造の箱型実験室であり，戸境
壁は RC 壁 200 ㎜厚である。ボード壁面の振動測定につ

音源系

いては音源室のスピーカーから広帯域ノイズを発生させ，振動加速度ﾚﾍﾞﾙ測定
振動ﾋﾟｯｸｱｯﾌﾟ
ﾁｬｰｼﾞｱﾝﾌﾟ
RION PV-87
RION UV-06

受音室側のボード壁面の振動加速度レベル（壁面に対して鉛直方向，1/3 オクターブバンド 25Hz～1250Hz）のｽﾋﾟｰｶ
BOSE 802

ﾃﾞｰﾀﾚｺｰﾀﾞRION DA-20

周波数分析器RION SA-01

室間音圧ﾚﾍﾞﾙ差測定
周波数分析器付騒音計
RION NA-28

測定を行った。測定点は図-2 に示す 20 点とした。なお，
音源の特性は 1/3 オクターブバンドの各帯域での音源室

図-3測定のブロック図

内の平均音圧レベルが一律 90dB になるように，分析時

４． 試験体の仕様に受音室側の測定結果に対して補正を施した。室間音圧レベル差測定については JIS A 1417(2000)に準拠した。

表-1 の各検討項目に沿って表-2 に示すように各条件

測定のブロックダイアグラムを図-3 に示す。

を変えたボード壁の試験体 1～8 を作成した。各試験体

200

ﾎﾞｰﾄﾞ壁(試験体 1～8)4,000の詳細図を図-4 に示す。

ﾎﾞｰﾄﾞ天井下地方向(試験体 7,8)
受音室
ﾎﾞｰﾄﾞ天井(試験体 7,8)
側壁ﾎﾞｰﾄﾞ壁(試験体 7,8)

ｽﾋﾟｰｶｰ
音源室
ﾎﾞｰﾄﾞ壁(試験体 8)

音源室
戸境壁 RC t200

側壁
RC t200

10～70
d:55
45 ～115d

側壁
RC t200

303

303

12.5

303
下地ｽﾀｯﾄﾞ 40×45
ﾎﾞｰﾄﾞ t12.5

受音室

200
200

平面図

5,000

200

5,000

側壁ﾎﾞｰﾄﾞ壁
ﾎﾞｰﾄﾞ t12.5200

平面図（寸法単位：㎜）※試験体-1～6※試験体-7(ﾎﾞｰﾄﾞ壁片側)試験体-8(ﾎﾞｰﾄﾞ壁両側)
d:55～115200

d:55～115

120

2,900

ﾎﾞｰﾄﾞ天井(試験体 7,8)
受音室

ﾎﾞｰﾄﾞ壁(試験体 8)

音源室

下地ｽﾀｯﾄﾞ 40×45

ﾎﾞｰﾄﾞ壁(試験体 1～8)

ｽﾋﾟｰｶｰ

音源室

二重天井ﾎﾞｰﾄﾞ t9.5
戸境壁
RC t200

天井ｽﾗﾌﾞ RC t200

吊り金物
(2 箇所)

戸境壁ﾎﾞｰﾄﾞ壁

受音室
戸境壁
RC t200

下地ｽﾀｯﾄﾞ 40×45
ﾎﾞｰﾄﾞ t12.5

戸境壁ﾎﾞｰﾄﾞ壁
下地ｽﾀｯﾄﾞ 40×45
ﾎﾞｰﾄﾞ t12.5

立断面図(寸法単位：㎜)

乾式二重床（全試験体に施工）

二重床(全試験体に施工)
200
200

断面図

5,000

200

5,000

実験室概要

図-4

表-2
RC 壁厚
:t0(㎜)

ﾎﾞｰﾄﾞ壁の設置箇所※試験体-1～6※試験体-7(ﾎﾞｰﾄﾞ壁片側)試験体-8(ﾎﾞｰﾄﾞ壁両側)(寸法単位：mm)

図-1

試験体名

床ｽﾗﾌﾞ RC t200

200

試験体詳細図試験体一覧図ﾎﾞｰﾄﾞ厚空気層寸法

縦ｽﾀｯﾄﾞ(下地)縦ｽﾀｯﾄﾞ(下地)の RC:t1(㎜):d(㎜)

ﾋﾟｯﾁ:w(㎜)

壁への固定

周辺部位の仕上げ（二重床は全試験体に施工）
天井

側壁

試験体-1

200 ㎜

片側（受音室側のみに設置） 12.5 ㎜

55 ㎜

303 ㎜

固定無し

無し(ｺﾝｸﾘｰﾄ素面)無し(ｺﾝｸﾘｰﾄ素面)

試験体-2

200 ㎜

片側（受音室側のみに設置） 12.5 ㎜

75 ㎜

303 ㎜

固定無し

無し(ｺﾝｸﾘｰﾄ素面)無し(ｺﾝｸﾘｰﾄ素面)

試験体-3

200 ㎜

片側（受音室側のみに設置） 12.5 ㎜

95 ㎜

303 ㎜

固定無し

無し(ｺﾝｸﾘｰﾄ素面)無し(ｺﾝｸﾘｰﾄ素面)

試験体-4

200 ㎜

片側（受音室側のみに設置） 12.5 ㎜

115 ㎜

303 ㎜

固定無し

無し(ｺﾝｸﾘｰﾄ素面)無し(ｺﾝｸﾘｰﾄ素面)

試験体-5

200 ㎜

片側（受音室側のみに設置） 12.5 ㎜

55 ㎜

303 ㎜

接着材※固定無し(ｺﾝｸﾘｰﾄ素面)無し(ｺﾝｸﾘｰﾄ素面)

試験体-6

200 ㎜

片側（受音室側のみに設置） 12.5 ㎜

115 ㎜

303 ㎜

接着材※固定無し(ｺﾝｸﾘｰﾄ素面)無し(ｺﾝｸﾘｰﾄ素面)

試験体-7

200 ㎜

55 ㎜

303 ㎜

ﾎﾞｰﾄﾞ壁(ﾎﾞｰﾄﾞ 12.5 ㎜厚)

200 ㎜

55 ㎜

303 ㎜

接着材※固定接着材※固定※発泡ｳﾚﾀﾝ系接着材

ﾎﾞｰﾄﾞ天井(ﾎﾞｰﾄﾞ 9.5 ㎜厚)

試験体-8

片側（受音室側のみに設置） 12.5 ㎜
両側（受音室側と音源室側
12.5 ㎜の両方に設置）ﾎﾞｰﾄﾞ天井(ﾎﾞｰﾄﾞ 9.5 ㎜厚)

ﾎﾞｰﾄﾞ壁(ﾎﾞｰﾄﾞ 12.5 ㎜厚)1182

RC 戸境壁の独立下地ボード壁仕上げの遮音性能に関する研究

ウレタン系接着剤にて RC 壁面に固定させた（写真-1）

５． 実験結果

試験体-5，6（空気層寸法 55 ㎜，115 ㎜）の測定結果をそれぞれ図-6，7 に示す。

以下に，ボード壁面の振動加速度レベルおよび室間下地材の固定無しの試験体-1，4 に比べ，振動加速度の遮音性能（室間音圧レベル差）の測定結果を示す。

レベルの 125Hz 帯域付近のピークのレベルが 6dB 程度（１）ボード壁面の振動加速度レベル大きくなる傾向が見られる。接着剤を介した RC 壁から

ａ）ボード壁の空気層寸法の影響

ボード壁への振動伝達の影響と考えられる。

RC 戸境壁の受音室側のみ片側にボード壁を設置し，その空気層寸法を 55 ㎜から 115 ㎜まで 20 ㎜ずつ 4 段階

RC 壁

ボード壁下地材に変化させた試験体-1～4 について，ボード壁面の振動
加速度レベル測定結果を図-5 に示す。
いずれも中空壁構造での共鳴透過による振動加速度
レベルのピークが 63Hz～125Hz 帯域付近に表れた結果となっている。125Hz 帯域付近のピークに関しては，空発泡ｳﾚﾀﾝ系接着材

気層寸法の小さい試験体-1（55 ㎜）のレベルが最も大

写真-1

きくなっているが，空気層寸法が大きくなるにつれて125Hz 帯域付近のピークが小さくなり，逆に低音域側の100

80Hz 帯域付近のピークが大きくなる傾向が見られる。
参考に各試験体の共鳴周波数の計算値を表-3 に示す

90が，空気層寸法が大きくなるほど共鳴周波数が低音域側
振動加速度レベル (dB)いる。
試験体-1【空気層55㎜】(PB12.5,固定無)試験体-2【空気層75㎜】(PB12.5,固定無)試験体-3【空気層95㎜】(PB12.5,固定無)試験体-4【空気層115㎜】(PB12.5,固定無)RC200㎜【ﾎﾞｰﾄﾞ壁無し】

90

振動加速度レベル (dB)80

試験体-1【固定無し】(PB12.5,AS55）
試験体-5【固定有り】(PB12.5,AS55)

80にシフトする傾向など計算値とも対応した結果となって100

ボード壁下地材の RC 壁面への固定状況

70
60
50
40

70

30

60

31.5 63

125 250 5001k

周波数 (Hz)

図-650

下地材の固定有無の影響（空気層寸法 55 ㎜）
100

40
30

31.5

63

125 250 500901k

試験体-4【固定無し】(PB12.5,AS115)
試験体-6【固定有り】(PB12.5,AS115)

周波数 (Hz)表-3

ボード壁の共鳴周波数計算値

空気層寸法(㎜)c
共鳴周波数 2πρML80

空気層寸法の違いの影響
振動加速度レベル (dB)

図-5

(Hz)

(1/3オクターブバンド帯域)

55

75

95

115

91.0

77.9

69.2

62.9

(100Hz帯域) (80Hz帯域) (63Hz帯域) (63Hz帯域)

3

M:面密度kg/m ,L:空気層厚さm,ρ:空気密度kg/m3,c:音速m/s

70
60
50
40

ｂ）ボード壁下地材の RC 壁への固定の影響
実際の建物においては，ボード壁の下地材はボード壁

30のたわみ防止のため RC 壁面に部分的に固定する場合が31.5 63

125 250 5001k

周波数 (Hz)多い。ボード壁の各下地材を高さ方向の中間 1 点で発泡

図-73

下地材の固定有無の影響（空気層寸法 115 ㎜）

119三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

受音室側の天井および側壁部分の内装仕上げが施工されｃ）ボード壁に周辺部位の仕上げが取り付く影響
実際の建物においては，戸境壁のボード壁には側壁やた試験体-8 において，受音室側の各部位の内装仕上げ

天井，床といった周辺部位の内装仕上げが取り付く。戸面（ボード面）の振動加速度レベルを測定した結果を境壁の受音室側の空気層寸法 55 ㎜のボード壁に側壁の図-10 に示す。

ボード壁および天井のボード天井が取り付いた仕様

ボード天井面および側壁のボード壁面では戸境壁の（図-4 参照）である試験体-7 の測定結果を図-8 に示す。

ボード壁面と同様に 63Hz～125Hz 帯域付近に振動加速

なお，本実験においては床の仕上げについては全試度レベルのピークが見られ，ピークのレベルは戸境壁の験体とも二重床仕上げが施工された条件となっている。

ボード壁面に比較的近い大きさとなっている。特にボー側壁および天井の仕上げが取り付いていない試験体-5

ド天井面でのピークのレベルは戸境壁のボード壁面とほに比べ，125Hz 帯域付近の振動加速度レベルのピークのぼ同レベルとなっており，室間の遮音性能に対してボーレベルが多少小さくなる傾向が見られる。その原因につド天井面からの放射音の影響が大きいことが伺える。本

いてはさらなる検討が必要だが，戸境壁のボード壁の下試験体では，ボード天井の下地材を戸境壁のボード壁の地材にボード天井の下地材を固定することによってボー下地材に直接固定し支持させる施工方法を用いており，ド壁の剛性がある程度高まることや，戸境壁のボード壁

この施工方法の場合は，戸境壁のボード壁からボード天の空気層がボード天井裏の空気層と繋がることにより空井へ振動伝達しやすくなることが示唆される。側壁のボ気層の空気バネの性状が変化することなどが影響していード壁についても，ある程度遮音性能への影響は大きいる可能がある。

と考えられる。

100
90

100

試験体-5【側壁・天井の仕上げ無し】(PB12.5,AS55,固定有)試験体-7【側壁・天井の仕上げ有り】(PB12.5,AS55,固定有)

90

70
60
50
40
30

試験体-8【両側】(PB12.5,AS55,固定有,他仕上げ有)80
振動加速度レベル (dB)

振動加速度レベル (dB)80

試験体-7【片側】(PB12.5,AS55,固定有,他仕上げ有）

70
60
50
40

31.5 63

125 250 50030

1k31.5 63周波数 (Hz)図-8

125 250 5001k

周波数 (Hz)周辺部位の内装仕上げの取り付きの影響

図-9
100

ｄ）戸境壁の両側にボード壁を設置する影響
実際の建物においては，戸境壁の両側に同じ仕様の

90

内装仕上げが施される場合が多い。上記の試験体-7 にさらに音源室側にも受音室側と同仕様のボード壁を設置
振動加速度レベル (dB)80

した試験体-8 の測定結果を図-9 に示す。
戸境壁の片側のみにボード壁を設置した試験体-7 に比べ，63Hz～125Hz 帯域付近の振動加速度レベルのピ
ークのレベルがさらに大きくなっており，その差は大きいところで 10dB 以上となっている。両側のボード壁に戸境壁の両側に設置する影響

試験体-8【戸境壁ボード壁】(PB12.5,AS55,固定有,両側,仕上げ有)試験体-8【ボード天井】
試験体-8【側壁ボード壁】
試験体-8【二重床】
試験体-8【奥壁ボード壁】

70
60
50

よる共鳴透過の連性作用の影響と考えられる。
40ｅ）周辺部位からの側路伝搬の影響
実際の建物における隣戸間の遮音性能は，戸境壁面か

30

らの透過音の他に，周辺部位からの側路伝搬音の影響も125 250 5001k

周波数 (Hz)

図-10

考えられる。その側路伝搬の寄与を調べるため，前記の120

31.5 634

周辺部位の内装仕上げ面の振動加速度レベル

RC 戸境壁の独立下地ボード壁仕上げの遮音性能に関する研究

６． 計算による室間音圧レベル差の推定（２）室間音圧レベル差
実際の建物での室間音圧レベル差は戸境壁面からの透過音のほかに周辺部位からの側路伝搬の影響も含めて前章の各試験体でのボード壁面の振動加速度レベル評価する必要がある。そこで，本実験の試験体の中で，の測定結果から，主にボード壁単体としての空気層寸法

受音室側の周辺部位の内装仕上げが施工され実際の建物や下地材固定などの条件ごとの特性や，周辺部位の内装の仕様に比較的近い試験体-7，8 において 1/3 オクター

仕上げからの側路伝搬の影響度合いについての傾向をつブバンドの室間音圧レベル差を測定した結果を図-11 にかむことができた。また，実際の建物の条件に近い試験示し，その結果から 1/1 オクターブバンドに換算した結体-7，8 において室間音圧レベル差の測定を行い，遮音果を図-12 に示す。

性能の特性の傾向をつかむことができた。

試験体-7，8 とも戸境壁のボード壁の空気層寸法は 55

さらに試験体-7，8 以外の条件も含め，詳細に戸境壁㎜であるが，戸境壁の両側にボード壁が設置された試験のボード壁の仕様条件の違いによる遮音性能の変化を調体-8 では，125Hz 帯域付近で室間音圧レベル差の大幅なべる目的で，前章の測定結果を用いて計算による室間音

落ち込みが見られる。その落ち込みの周波数帯域は図-

圧レベル差の推定を試みた。

9 のボード壁面の振動加速度レベルのピークの周波数帯（１）計算モデル域とも対応した結果となっている。戸境壁の片側のみに計算対象としては，遮音性能の低下に大きく影響す

ボード壁が設置された試験体-7 では，125Hz 帯域付近にると考えられる要素として，ボード壁の空気層寸法の違大きな落ち込みは見られない。
100
90

室間音圧レベル差 (dB)80

い，および，ボード壁下地材の RC 壁への固定の有無を試験体-7【片側】(PB12.5,AS55,固定有,仕上げ有)

取り上げ，それらによる遮音性能の変化を比較できるよ

試験体-8【両側】(PB12.5,AS55,固定有,仕上げ有)【ﾎﾞｰﾄﾞ壁無し】(RCt200㎜)

うに表-4 に示す計算モデルを設定した。
表-470

計算モデル-160※実測値有り（試験体-8）計算モデル-2

両側、空気層寸法 115 ㎜、下地固定有り
周辺仕上げ有り40

計算モデル-330

両側、空気層寸法 55 ㎜、下地固定無し
周辺仕上げ有り63

125 250 500

1k

2k

4k

（２）計算方法

周波数 (Hz)

図-11

両側、空気層寸法 55 ㎜、下地固定有り
周辺仕上げ有り50

20

計算モデルの設定

モデル-1 およびモデル-3 については試験体-1（片側，室間音圧レベル差実測値（1/3ｵｸﾀｰﾌﾞﾊﾞﾝﾄﾞ）

空気層寸法 55 ㎜，下地固定無し，周辺仕上げ無し），モ
100
90

室間音圧レベル差 (dB)80

デル-2 については試験体-4（片側，空気層寸法 115 ㎜，

試験体-7【片側】(PB12.5,AS55,固定有,仕上げ有)試験体-8【両側】(PB12.5,AS55,固定有,仕上げ有)

下地固定無し，周辺仕上げ無し）の振動加速度レベルの測定結果を基データとして用い，下地材固定，他の内装【ﾎﾞｰﾄﾞ壁無し】(RCt200㎜)

仕上げ取り付き，両側設置の各影響については，空気層
寸法 55 ㎜における試験体-1，5，7，8 の各測定結果の70相互関係を基に推定し計算した。
60

計算方法としては下式(1)より，各部位の内装仕上げ
面の振動加速度レベル測定結果から，その面からの放射50

音による室内平均音圧レベルを算出し，それから式(2)40より室間音圧レベル差を算出した。各部位の内装仕上げ

30
20

面の音響放射係数が未知であるが，ここでは戸境壁，側壁，天井の各ボード面の音響放射係数がすべて等しいも
63

125 250 500

1k

2k

4k

のと仮定して，試験体-8 における各部位の振動加速度

周波数 (Hz)

図-12

レベルと室間音圧レベル差の実測値を式(1)，(2)に代入

室間音圧レベル差実測値（1/1ｵｸﾀｰﾌﾞﾊﾞﾝﾄﾞ）

5121三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

し，逆算によりみかけの音響放射係数（図-13）を求めにより，どのような要因がどの程度，影響を及ぼしていた。

るのかをある程度定量的につかむことができた。ボード
壁の空気層寸法および下地材の RC 壁への固定の影響がLp=La-20log(f)+10log(S/A)+10log(k)+36

比較的大きいことが分かり，今後，実際の建物における式(1)Lp：室内平均音圧レベル（dB）

遮音性能のさらなる改善のための具体的な仕様の検討に

La：振動加速度レベル（dB）

繋げていきたい。

f：周波数(Hz), S：放射面積（㎡）
A：室内の吸音力（㎡）100

計算値：ﾓﾃﾞﾙ-1【空気層55㎜,固定有り】(PB12.5,両側,仕上げ有)
実測値：ﾓﾃﾞﾙ-1【空気層55㎜,固定有り】(試験体-8)�
(PB12.5,両側,仕上げ有)90

計算値：ﾓﾃﾞﾙ-2【空気層115㎜,固定有り】（PB12.5,両側,仕上げ有り）
計算値：ﾓﾃﾞﾙ-3【空気層55㎜,固定無し】（PB12.5,両側,仕上げ有り）

k：音響放射係数（10log(k):音響放射率レベル）
D=Ls-Lp式(2)80
室間音圧レベル差 (dB)

D：室間音圧レベル差（dB）
Ls：音源室内平均音圧レベル（dB）
Lp：受音室内平均音圧レベル（dB）

音響放射率レベル(dB)

10
音響放射率レベル設定値

70
60
50
40

0

30

-10

20

-20

31.5 63図-13

125 250 500

周波数 (Hz)63

125 250 500

1k

2k

4k

周波数 (Hz)1k
図-14

室間音圧レベル差計算結果（1/3ｵｸﾀｰﾌﾞﾊﾞﾝﾄﾞ）

みかけの音響放射係数計算値
100（３）計算結果
各計算モデルの計算結果を図-14（1/3 オクターブバ

90ンド），図-15（1/1 オクターブバンド換算）に示す。
まず，モデル-1 の計算値と実測値の比較については，

80

計算値：ﾓﾃﾞﾙ-1【空気層55㎜,固定有り】(PB12.5,両側,仕上げ有)
実測値：ﾓﾃﾞﾙ-1【空気層55㎜,固定有り】(試験体-8)�
(PB12.5,両側,仕上げ有)
計算値：ﾓﾃﾞﾙ-2【空気層115㎜,固定有り】（PB12.5,両側,仕上げ有り）
計算値：ﾓﾃﾞﾙ-3【空気層55㎜,固定無し】（PB12.5,両側,仕上げ有り）

室間音圧レベル差 (dB)

両者は各周波数帯域において傾向が一致しており，比較的良い対応が得られている。
空気層寸法 55 ㎜（モデル-1）と 115 ㎜（モデル-2）の比較については，共にボード壁の下地材固定有りという条件下において，1/1 オクターブバンドでの 125Hz 帯
域での遮音性能は，115 ㎜の方が 55 ㎜よりも 3dB 程度

70
60
50
40

改善する結果となっている。
また，ボード壁の下地材の固定有り（モデル-1）と固30

定無し（モデル-3）に比較については，共にボード壁の20

空気層寸法 55 ㎜という条件化において，1/1 オクターブが固定有りよりも 4dB 程度改善する結果となっている。

図-15

７． おわりに
以上，RC 戸境壁の内装仕上げとしてボード壁を設置する場合の遮音性能低下について，実験室における実験

122

63

125 250 500

1k

2k

4k

周波数 (Hz)

バンドでの 125Hz 帯域での遮音性能は，固定無しの方

6

室間音圧レベル差計算結果（1/1ｵｸﾀｰﾌﾞﾊﾞﾝﾄﾞ）集合住宅用可動ルーバーの実験的検討（2 行(9pt 行)空け）

集合住宅用可動ルーバーの実験的検討（1 行(9pt 行)空け）

Experimental Study of Movable Louver for Residential Building（1 行(9pt 行)空け）
酒井

英二

EIZI

SAKAI

作田

美知子

MICHIKO横浜オフィス

杉山

光宏

MITSUHIRO

設計管理部

川西

一至

KAZUSHISAKUTASUGIYAMAKAWANISHI（1 行(9pt 行)空け：執筆者が 2 名以下の場合 3 行空け）
集合住宅において最も自然環境と密接な関係にあると考えられるバルコニーに着目し，集合住宅の建物の外観デザインを特徴づけ，かつ，季節や天候，周辺環境に応じて居住者が簡易に開閉や収納ができるバルコニー
設置型の集合住宅用可動ルーバーを開発した。開発した可動ルーバーを集合住宅のバルコニーを模した実験施設に設置し，温熱環境を測定により確認した結果，①夏季日中のバルコニー空間において，グローブ温度で11～13℃，標準有効温度 SET で 4～5℃の暑熱環境緩和効果を確認，②冬季の夜間，第 3 種機械換気などでバルコニー空間を通って室内に供給される外気の温度を 1℃程度上昇させる効果があることを確認した。
キーワード：集合住宅，バルコニー，日差し，よしず，蔀戸，可動ルーバー

The balcony of residential building has closest relation to natural environments. Movable louver forbalcony of residential building which characterizes the exterior design of the building has been developed.
The movable louver can be opened and closed, stored easily by residents, in response to weather andseason, the surrounding environment. The results shown below was checked by measuring the thermal
environment of the experimental facility which is installed with the movable louver. On the balcony inthe summer daytime, the thermal environmental relaxation effect of 11 ~ 13 °C in glove temperature and4 ~ 5 °C in Standard Effective Temperature was observed. In the room at the winter night, the effect on
temperature increase of fresh air supplied to the room through the balcony space by about 1 °C was also
observed.
Key Words: Residential Building, Balcony, Sunlight, Reed Screen, Shito-mi-do, Movable Louver（2 行(9pt 行)空け）

１．はじめになどを簡易に制御でき，かつ，撤去または開放（収納）も簡易にできる機能をもつ製品は見当たらない。

昨今，機械設備やエネルギーに頼らず，住環境を簡易

そこで本検討では，集合住宅において最も自然環境とにコントロールし，自然環境と上手く付き合うという，

密接な関係にあると考えられるバルコニーに着目し，集言うなれば，上手く自然を活用していた昔ながらのライ

合住宅の建物の外観デザインを特徴づけ，かつ，季節やフスタイルが見直されている。つまり，多額のイニシャ

天候，周辺環境に応じて居住者が簡易に開閉や収納がでルコストやランニングコストを掛けずに，温熱環境を改きるバルコニー設置型の集合住宅用可動ルーバーを開発

善でき，省エネ，省 CO2 が可能な技術が求められてい

した。

る。

開発した集合住宅用可動ルーバーを集合住宅のバルコ

日本では昔から，居住者が自然環境に応じて，よしず

ニーを模した実験施設に設置し，バルコニー内の夏季おや蔀戸（しとみど）などを開閉することによって，日差よび冬季の温熱環境を測定により確認したので報告す

しや通風，視線などの制御を行ってきた。また，よしずる。

であれば撤去，蔀戸であれば開放することにより，眺望などを楽しんできた。しかしながら，現状，集合住宅で採用できる美観や安全性を備えた，日差しや通風，視線1

123

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

２．集合住宅用可動ルーバー概要
可動ルーバー

図-1に集合住宅用可動ルーバーの概念図を示す。可動ルーバーは，手摺上部のバルコニー天井部分に固定され可動
ルーバー

た可動機構部分と，その可動機構部分を中心に弧を描く
ように可動するルーバー部分からなる。ルーバーを閉じ
手摺

るとは，手摺の笠木までルーバーを降下させた状態を示手摺す。また，ルーバーを開く（収納する）とは，ルーバー

バルコニー

をバルコニー天井部分と平行になるように上昇させた状

バルコニー

ルーバーを閉じる･日差しを遮る･プライベート性を高める

態であり，バルコニースペース（居住域）を狭くするこ

ルーバーを開く（収納する）･陽光を取り入れる･眺望を楽しむとなく，ルーバーがバルコニー天井部分に収納された状
１２３図-1

態を示す。

集合住宅用可動ルーバーの概念図

ルーバーを閉じることにより，日差しや視線を遮ることが可能であり，バルコニーのプライベート性も高まる。また，ルーバーを開く（収納する）ことにより，通気温･相対湿度

風向風速

常のバルコニー同様に陽光を取り入れられ，眺望を楽し

照度
日射

むことも可能である。さらに，ルーバーを閉じた状態でもルーバーを成す格子の隙間から，常時通風可能である。これらの操作は，居住者が，季節や天候，周辺環境に応じて簡易かつ自由に行うことができる。

2710

３．温熱環境確認測定概要

1200

測定は，千葉県流山市にある集合住宅のバルコニーを模した実験施設（南東に面している）で行った（図2100（奥行き1750）2 ）。床面はコンクリートであるが，天井および壁は外部からの熱的影響を低減させるために厚さ100mmの断熱

１図-2

実験施設外観（ケース 1 ）および外部測定項目

1200
600

図-3

124

バルコニー断面図およびバルコニー内測定項目（単位： mm ）

2

@100

1500

@100

@100

1750

ALC@100

2710

材（ポリスチレンフォーム）を取付けた（図-3）。測定

集合住宅用可動ルーバーの実験的検討

項目および測定機器を図-2,3および表-1に示す，外部 6項目，バルコニー内 9 項目の計15項目とした。なお，

表-1

測定機器一覧

図-2,3および表-1に示す給気温度は，第 3 種機械換気等

測定項目

測定機器

で，外壁に設置した換気レジスターを通って室内へ給気

気温･相対湿度

強制通風遮光具付き温湿度計４１３８２（英弘精機）

風向･風速

２次元超音波風向風速計V200A（英弘精機）

壁面照度

照度計ML-020S-O（英弘精機）

壁面日射

日射計ML-020VM（英弘精機）

外部

される外気の温度確認を目的に測定を行ったもので，バルコニー奥の壁から排気（40㎥ /h ）しているバルコニー
内の空気の温度を測定したものである。
実験ケースは，表-2に示すように，通常のバルコニーを想定したケース 1 （図-2）と，図-4に示す可動ルーバ

気温，給気温度

T型熱電対（0.32mm）

バ
グローブ温度ル
コ 手摺表面温度，床表面温度
ニ
風向･風速

T型熱電対（0.32mm）＋75mmグローブ球
T型熱電対（0.32mm）アルミテープ貼り
２次元超音波風向風速計V200A（英弘精機）

�ーを設置したケース 2 ～ 4 の計 4 ケースとした。ケース

内

2 は，可動ルーバーおよび手摺がともに固定格子のタイ

壁面照度

照度計ML-020S-O（英弘精機）

壁面日射

日射計ML-020VM（英弘精機）

プ（向かって左が横格子，右が縦格子）とした。ケース
3 ， 4 は，可動ルーバーの格子部分が開閉できるタイプ（可動格子）とガラス手摺の組合せで，ケース 3 が格子

表-2を開けた状態，ケース 4 が格子を閉じた状態とした。な

ケース番号

お，ガラス手摺の合わせガラスは乳白色とした。

可動ルーバー設置バルコニー
可動ルーバー：固定格子／手摺：固定格子
可動ルーバー設置バルコニー

３

可動ルーバー：可動格子(開)／手摺：乳白色の合わせガラス

れは，夏季における可動ルーバーに最も期待する日射遮可動ルーバー設置バルコニー
可動ルーバー：可動格子(閉)／手摺：乳白色の合わせガラス

４

蔽の効果を確認するためである。実験ケースは，通常の夏季 冬季

可動ルーバー：無し／手摺：乳白色の合わせガラス２

夏季測定は，日中の日射量が多い時間帯に行った。こ

バルコニー状況
通常のバルコニー想定

１（１）夏季測定概要

実験ケースおよび夏季 ･ 冬季の実験ケース

○

○

○

－

○

－

○

○

バルコニーを想定したケース 1 と可動ルーバーを設置したケース 2 ～ 4 の計 4 ケースとし，可動ルーバーの有無
および各可動ルーバー間の比較検討を行った。測定期間

変更し， 4 日間で計 4 ケースの測定を行った。

可
動
ル
�
バ
�

（２）冬季測定概要

手摺は，日射量および外気温度がほぼ同じとなった2013年 9月18日～21日の 4 日間である。実験ケースを 1 日ごとに

冬季測定は，夕方から朝方にかけての時間帯に行った。これは，冬季における可動ルーバーに期待する夜間
放射低減の効果を確認するためである。実験ケースは，
通常のバルコニーを想定したケース 1 と夏季の測定で日

固定格子：横縦可動格子(開)可動格子(閉)（ケース２）（ケース３）（ケース４）

１２３４５６７図-4800

し，可動ルーバーの有無の比較検討を行った。測定期間

700
壁面日射量（W/m2)

射遮蔽の効果が最も高かったケース 4 の計 2 ケースとは，2014年 2 月25日～ 3 月11日の15日間とし，実験ケースを数日ごとに変更して実験を行った。検討対象は，日中がおおむね晴れた日で，かつ，夜間放射低減効果の最も期待できる夕方から朝方にかけての時間帯が，晴れ（千葉県千葉市にある千葉特別地域気象観測所の 1 時間

可動ルーバーの外観

ケース１
ケース２
ケース３
ケース４

600
500
400
300
200
100

ごとの天気記号（以下，天気記号と記す）が「晴」を示0した時）となった日とし，各実験ケース 2 日間の計 4 日

6:00

9:00

間とした。
１２３４５６

3

図-5

12:00
時間

15:00

18:00

夏季外部壁面日射量125三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号35（１）測定結果30

外部気温（℃）

４．夏季温熱環境確認測定結果

図-5に外部壁面で測定した日射量を示す。ケース 2 は若干，日射に陰りがある時間が午前中長いが，どの実験
日もおおむね快晴であった。図-6に外部気温を示す。午前中はどのケースも同じような温度を示したが，午後からはケース 3 ， 4 が数度高い温度を示した。図-7にバル

25

ケース１
ケース２
ケース３
ケース４

20
15

コニー内のグローブ温度を示す。通常のバルコニーを想

6:00

9:00

12:00
時間

定したケース 1 は，午前 9 時30分から午前11時の時間
帯，高い温度を示している。これは，バルコニーが南東

１２３４５６７

図-6

15:00

18:00

夏季外部気温１２３に面しているため，これ以外の時間帯は日差しが入らなかったためである。一方，ケース 2 ～ 4 では，その時間帯においてもグローブ温度の顕著な上昇はなく，可動ル

50

ーバーにより日射が遮られていることを確認した。

ケース１
ケース２
ケース３
ケース４

グローブ温度（℃）

45

（２）考察
表-3にバルコニーに日差しが入る午前 9 時30分から午前11時の各項目の平均値および計算で求めたバルコニー
内相対湿度と標準有効温度 SET* 1) を示し，表-4に通常の

40
35
30
25
20

バルコニーを想定したケース 1 との差を示す。なお，バ

15

ルコニー内気温測定点に，日射が直接当たっていたた

6:00

9:00

め，バルコニー内の気温データとして給気温度を用い
た。

１２３

図-7

12:00
時間

15:00

18:00

夏季バルコニー内のグローブ温度

ケース 2 の外部壁面日射量は，他のケースと比べて若干差はあるものの，外部気温差は -0.3 ～ 0.4 ℃であり，
表-3

どのケースもほぼ同じ環境でのデータ採取と考えられ，ケース間の比較は可能と考える。
通常のバルコニーを想定したケース 1 と比べて，可動

外部

ルーバーを取り付けたバルコニー空間（ケース 2 ～ 4 ）は，グローブ温度で11～13℃，標準有効温度 SET* で 4～ 5 ℃の日中の暑熱環境緩和効果があることを確認し

バ
ル
コ
ニ
�
内

た。これは，可動ルーバーによって，日射が遮られた効果と考える。

午前 9 時30分～午前11時の平均値

測定項目等

ケース１

ケース２

ケース３

気温（℃）

25.2

25.6

25.5

ケース４
24.9

相対湿度（％）

52.5

64.2

59.3

49.7

壁面日射量（W/㎡）

633

557

604

634

給気温度（℃）

28.6

28.0

29.3

29.0

相対湿度（％）

43.0

55.7

47.6

39.2

風速（m/s）

0.0

0.0

0.0

0.0

グローブ温度（℃）

45.2

34.1

32.4

32.0

SET*（℃）

35.4

31.6

30.8

30.0

５．冬季温熱環境確認測定結果
表-4（１）測定結果
図-8,9に日中がおおむね晴れた日の夕方から朝方にか

外部

けた測定結果を示す。図-8は，通常のバルコニーを想定した可動ルーバー無し（ケース１）の外部気温および給

バ
ル
コ
ニ
�
内

気温度を示す。天気記号は，おおむね「晴」であった
が， 2 月27日の 2 時以降は「曇」となった。天気記号「晴」の時間帯は，外部気温と給気温度に差はなく，天
気記号「曇」の時間帯は，外部気温と比較して給気温度が高い値を示した。図-9は，可動ルーバー有り（ケース126

4

ケース 1 との各ケースの差

測定項目等

ケース２

ケース３

気温（℃）

0.4

0.3

ケース４
-0.3

相対湿度（％）

11.7

6.8

-2.8

壁面日射量（W/㎡）

-76.0

-29.0

1.0

給気温度（℃）

-0.6

0.7

0.4

相対湿度（％）

12.7

4.6

-3.8

風速（m/s）

0.0

0.0

0.0

グローブ温度（℃）

-11.1

-12.8

-13.2

SET*（℃）

-3.8

-4.6

-5.4

集合住宅用可動ルーバーの実験的検討

2 月25日～26日

15

外部気温
給気温度

5

0

18 時 ～ 6 時 の 天 気 記 号 「 晴 」 の 時 間 帯 の「 給 気 温 度 － 外 部 温 度 」 の 平 均 値 ： +0.2 ℃

2:00

3:00

18 時 ～ 1 時 の 天 気 記 号 「 晴 」 の 時 間 帯 の「 給 気 温 度 － 外 部 温 度 」 の 平 均 値 ： +0.3 ℃

4:00

5:00

-5
17:00 18:00 19:00 20:00 21:00 22:00 23:00 0:00
時間

6:00

曇
1:00

2:00

3:00

4:00

5:00

6:00

冬季可動ルーバー無し（ケース 1 ）の温度
可動 ルーバー無し

3 月 7 日～ 8 日

3 月10日～11日
可動ルーバー有り

15

可動ルーバー有り
外部気温
給気温度

10

外部気温
給気温度

10

18 時 ～ 6 時 の 天 気 記 号 「 晴 」 の 時 間 帯 の「 給 気 温 度 － 外 部 温 度 」 の 平 均 値 ： +1.4 ℃

温度（℃）

温度（℃）

5

晴

1:00

図-8
15

外部気温
給気温度

0

晴

-5
17:00 18:00 19:00 20:00 21:00 22:00 23:00 0:00
時間

可動ルーバー無し

10

温度（℃）

温度（℃）

10

2 月26日～27日

15

可動ルーバー無し

5

18 時 ～ 6 時 の 天 気 記 号 「 晴 」 の 時 間 帯 の「 給 気 温 度 － 外 部 温 度 」 の 平 均 値 ： +1.3 ℃
5

0

0

晴

-5
17:00 18:00 19:00 20:00 21:00 22:00 23:00 0:00
時間

晴

1:00

2:00

図-9

3:00

4:00

5:00

-5
17:00 18:00 19:00 20:00 21:00 22:00 23:00 0:00
時間

6:00

1:00

2:00

3:00

4:00

5:00

6:00

冬季可動ルーバー有り（ケース 4 ）の温度

4 ）の外部気温および給気温度を示す。天気記号は，す①

夏季日中のバルコニー空間において，グローブ温度で11～13℃，標準有効温度 SET* で 4 ～ 5 ℃の暑べて「晴」であり，可動ルーバー有りの時間帯は，外部

熱環境緩和効果を確認した。

気温と比較して給気温度が高い値を示した。なお，可動②

ルーバー無しの状態から可動ルーバー有りの状態に変更

冬季の夜間，第 3 種機械換気等でバルコニー空間

した 3 月10日18時の給気温度が急に上昇しているが，こを通って室内に供給される外気の温度を 1 ℃程度上

れは，実験者がバルコニー内に入り，可動ルーバーを操昇させる効果があることを確認した。
今後は，エネルギーや CO2 の低減効果の検証を行い，作した際の体温などの影響も含んでいると考える。

また，製品としては，さらに使い易いものとなるように改良を加え，建物負荷低減技術として確立させていく予（２）考察
日射の影響がない18時以降 6 時までの天気記号が定である。

「晴」の時間帯の，可動ルーバー無し（図-8）と可動ルーバー有り（図-9）を比較すると，外部気温に対して給謝辞：本検討を進めるにあたり，株式会社ナルコ岩井の

気温度は，平均で可動ルーバー無しが +0.2 ～ +0.3 ℃，可関係者の方々には，多大なるご協力を頂きました。深く動ルーバー有りが +1.3 ～ +1.4 ℃となり， 1 ℃程度である

感謝し，誌面をお借りして厚く御礼申し上げます。

が，可動ルーバーが給気温度の上昇に寄与していることを確認した。これは，可動ルーバーによって，バルコニ

参考文献

ー内の夜間放射が低減された効果と考える。

1 ） SHASE-M 1003-2006
ニズム

新版 ･ 快適な温熱環境のメカ

豊かな生活空間をめざして，社団法人空気調和 ･ 衛生工学会，2006年 3 月20日改訂 2 版第 1 刷

６．まとめ
今回の検討で明らかにした，集合住宅用可動ルーバーの効果をまとめると以下のようになる。

5127

再生可能エネルギーを活用した地域活性化事業のフィージビリティスタディ

（2 行(9pt 行)空け）

再生可能エネルギーを活用した地域活性化事業のフィージビリティスタディ
（1 行(9pt 行)空け）

Feasibility Study of The Power Generation by Renewable Energy
for The Revitalization of Regional Economies（1 行(9pt 行)空け）

事業開発推進本部

西尾新一

SHIN-ICHI NISHIO小林誠

MAKOTO KOBAYASHI左子

斉HITOSHI SAKO

（1 行(9pt 行)空け：執筆者が 2 名以下の場合 3 行空け）地方自治体が自ら発電事業者となる太陽光発電の事業性評価を目的とし，特定の敷地におけるシステムの導入計画と経済性評価を実施するとともに，事業実施体制，資金調達方法，および地域活性化策について検討を実施することで，収益の確保と地域活性化の両立に資する事業スキームを立案した。本調査の結果が自治体主導による再生可能エネルギー事業の普及促進に寄与することを期待する。
キーワード：再生可能エネルギー，太陽光発電，地域経済の活性化

a power producer, by conducting reviews on a system introduction plan and its economic assessment,

15mm

With the aim of assessing feasibility of solar power generation where a local government itself acts as

イ
ン
デ
ン
ト
右

business implementation structure, financing method, and local revitalization program on a certain site,
the formulated business scheme will contribute to both profitability of local government-led renewableenergy business and local revitalization.
Key Words: Renewable Energy, Solar Power Generation, Revitalization of Regional Economies（2 行(9pt 行)空け）

１．調査の目的

計画と経済性評価」，「事業実施体制案の抽出と収益試算」，および「資金調達方法の検討と地域活性化策の抽2012年に施行された「電気事業者による再生可能エネ出」を実施した。各調査項目の調査方法を以下に示す。

ルギー電気の調達に関する特別措置法」により電気事業者に対して再生可能エネルギー電気の固定価格買取りが（１）太陽光発電システムの基本計画と経済性評価

義務付けられて以降，民間事業者による太陽光発電事業

敷地の現況（面積，形状，方位，周辺環境）を与条件が活発化している。ただし，地方自治体が自ら発電事業として，設置する太陽光発電システムの基本計画を実施を実施する事例は未だ少なく，多くは未利用地を民間発し，初期コスト，運用コスト，売電収入の推定から経済電事業者に賃貸し，収入を得る方式に留まっている。

性評価を実施した。

本調査は，自治体が所有する有休地を太陽光発電事業として活用する際に考えうる事業体制および資金調達方（２）事業実施体制の抽出と事業収益の試算

法などについて複数ケースのフィージビリティスタディ

考えうる事業実施体制として以下 5 ケースを抽出し，を実施し，最適な事業スキームの提案による事業の円滑それぞれについて，メリット／デメリット，および事業な遂行と他プロジェクトへの成果の波及を目的とする。

収益性の評価を実施した。
①市の単独事業（全額自己資金）

２．調査の方法②市の単独事業（金融機関からの融資）③ GK － TK スキーム（合同会社への匿名組合出資）

本調査は，香川県 A 市が所有する遊休地を活用した太④民間事業（株式会社）

陽光発電事業を対象とし，「太陽光発電システムの基本⑤包括リース方式

1129

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

初期投資額（３）資金調達方法の検討と地域活性化策の抽出

約 453,000 千円（ 333 千円 /kW ）本事業にて考えうる資金調達方法を「金融機関等から

施設建設費： 408,000 千円の調達」と「寄付金・出資等からの調達」とに分類し，

付帯工事費

：

40,000 千円

その類型化を実施した。実施の可能性が高い方法として

連系負担金

：

5,000 千円

「ふるさと納税制度を活用した寄付金」および「ミニ公募債（住民参加型市場公募債）」について詳細検討を実施し，資金調達と地域活性化を両立可能な事業スキームを提案した。

３．太陽光発電システムの基本計画と経済性評価（１）対象とする敷地の現況
事業実施予定場所は，市営自動車学校跡地であり，敷地面積は約 1.7ha である。太陽光発電システムの設置に当たっては，既存建物および工作物（照明器具）などの撤去を必要とする。敷地の現況を写真-1に示す。

図-1

太陽電池モジュールの配置（３）経済性評価
基本計画内容に基づき，日本工業規格「太陽光発電シ
ステムの発電電力量推定方法（ JIS C8907 ：2005）」に
写真-1

よって年間発電量を推定し，事業期間全体（20年間）で対象とする敷地の現況期待される売電収入額を算定した。発電量（月別）の推定結果を図-2に示す。

（２）太陽光発電システムの基本計画
太陽電池メーカーは， A 市にてすでに採用の実績がある S 社のモジュールを採用し，対象敷地への配置計画を実施した。主な仕様，初期投資額は下記の通りである。
太陽電池モジュール（ SF170-S ： S 社）
公称最大出力： 170W × 8,000 枚＝ 1,360kW

セルタイプ：化合物（ CIS ）変換効率： 13.8 ％

外形寸法： 1,257 × 977 × 35mm

設置方位

：真南

傾斜角度

：水平面に対し10°

図-2

パワーコンディショナ（ PVL-L ： TM 社）

130

定格出力

：500kW× 2 台，250kW× 1 台

月別発電量の推定結果（単位：kWh）

また，設備の一部更新や維持費等を下記の通り想定
し，事業期間（20年間）における期待収益額※を「約定格入力電圧： DC350V

567,358 千円（ 28,368 千円 / 年）」と推定した。

定格変換効率： 97.1 ％（ 100 ％出力時）※事業期間における期待収益額（以下、期間期待収益）

外形寸法： 1,900 × 700 × 1,900mm＝売電収入－初期投資額－設備更新費用－維持費

2再生可能エネルギーを活用した地域活性化事業のフィージビリティスタディ

年推定発電量

約 1,548,237 kWh/ 年（平均）の民間事業を比較すると節税効果がある。ただし前

期間売電収入約1,117,454千円（ 55,730 千円 / 年）

例がなく，市が匿名組合出資をすることについて，

初期投資額

約 453,000 千円（ 333 千円 /kW ）議会や総務省から承認が得られるか不明な点もあ

設備更新費用約 31,960 千円（ 23.5 千円 /kW ）

る。

パワコン

： 1.0 万円/kW × 1 回 /20 年

変圧器： 0.4 万円 /kW × 3 回 /20 年

計測監視装置： 0.075 万円/kW × 2 回 /20 年

融資

太陽光発電
システム

約 65,136 千円（ 3,250 千円 / 年）

維持費
保守点検費

：年間48万円

負債返済・金利

匿名組合（TK）
出資

TK出資

匿名組合投資家
投資家A
投資家A
投資家A
投資家A
投資家A
投資家A

配当

資本

メンテナンス費／モニタリング費／保険料

金融機関１
金融機関１
金融機関２
金融機関２

自治体
自治体

合同会社（GK）
合同会社（GK）：それぞれ投資額の 0.2 ％

業務委託

アセットマネージャー
アセットマネージャー

保守点検・メンテ等
保守点検・メンテ等※土地賃借料／法人事業税／固定資産税／法人税・事業税／支払利息／アセットマネジメント委託費

図-4

事業スキーム（ケース③）など，事業実施体制で差異を生じる費目を除く
約 567,358 千円（ 28,368 千円 / 年）

期間期待収益④

民間事業（株式会社）
市と民間が出資する SPC を設立し，市は出資比率

４．事業実施体制の抽出と期待収益の試算に応じた配当を得る。初期投資は金融機関からの融資にて調達する。事業体の設置や組織設計が比較的（１）検討対象とする事業実施体制とその特徴①

容易であり，市民ファンドなど多様な資金調達方法

市の単独事業（全額自己資金）への対応が可能である。一方で株主間の調整が必要

初期投資の全額を市の自己資金にて調達する。 Aであり，意思決定が煩雑になる。

市の財政上は非現実的だが，収益額が最も大きくな
融資るため他方式のベンチマークとする。なお , 期間期
待収益は発電システムの基本計画における経済性評

返済・金利

資本

配当

太陽光発電
システム

価で推定した額（約 567,358 千円）に等しい。
②

負債

金融機関１
金融機関１
金融機関２
金融機関２

出資

市の単独事業（金融機関からの融資）

出資者A
出資者A
出資者B
出資者B

初期投資の全額を金融機関からの融資にて調達す特別目的会社（SPC）
特別目的会社（SPC）

る方式であり，資金調達コストは支払金利のみであ

業務委託ることや税金の免除のため収益性が高くなる。一方

保守点検・メンテ等
保守点検・メンテ等

で表面上は市の財務バランスが悪化するため，議会などでの承認が必要となる。

太陽光発電システム

図-5

設備設置
売電収入

⑤

融資

自治体
自治体

返済・金利

自治体
自治体

金融機関１
金融機関１

事業スキーム（ケース④）

包括リース方式
発電設備はリース会社が建設，所有，運用し，市は売電収入とリース料の差額を収益として得る。初期投資を必要せず，発電事業に関るリスクの多くを

公営発電所
公営発電所

業務委託

回避できるメリットがあるが，収益は限定的とな保守点検・メンテ等
保守点検・メンテ等る。
図-3

事業スキーム（ケース②）
融資

③

金融機関１
金融機関１
金融機関２
金融機関２

GK ‐ YK スキーム（合同会社への匿名組合出

返済・金利

太陽光発電
システム

リース料
売電収入

自治体
自治体

資）
リース会社
リース会社

金融機関からの融資と匿名組合（ TK ）出資を組

業務委託

み合わせて合同会社（ GK ）の資金を調達する。市

保守点検・メンテ等
保守点検・メンテ等

は匿名組合投資家として出資し，配当を得る。 GK
は匿名組合への配当後に法人課税されるため、通常

図-6

3

事業スキーム（ケース⑤）131三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

５．資金調達方法の検討と地域活性化策の抽出（２）事業収益の試算結果
事業実施体制別の事業収益の推定結果を表-1に示す。

（１）資金調達方法の類型化

期間期待収益額は，ケース①を基準として差額を推定する方法で算出した。なお，ケース①の期間期待収益の根本事業にて考えうる資金調達方法を「金融機関等から拠となる収支は，前述の通り太陽光発電システムの基本の調達」と「寄付金・出資等からの調達」とに分類し，計画における経済性評価で推定した期待額（約 567,358

その類型化を実施した。

千円）に等しいものとした。

a ）金融機関からの調達①

ケース②の期間期待収益は，①に対して金融機関への金融機関より借り入れ

支払利息（約 94,375千円）分が減少する。なお，融資条

金融機関（国民生活金融公庫や民間の銀行など）

件は香川県に本店をおく地方銀行へのヒアリングの結からの資金調達方法。事業者の貸し倒れのリスクに果，貸付期間を15年，金利は当初 5 年： 2.5 ％， 6 ～10より金利が変化する。

年目： 3.0 ％，11～15年目： 3.5 ％と仮定した。

②

信託会社より借り入れ

ケース③では，②の金融機関への支払利息に加え，法信託会社が受託者として出資者を募る資金調達の人事業税（約 14,527千円：売電収入× 1.3 ％），固定資方法。出資者の配当および信託会社への手数料が発産税（約 39,539千円：標準課税額× 1.4 ％），合同会社

生する。

の営業者報酬（約 3,000 千円： 150 千円 / 年），アセッ③

トマネジメント業務委託費（約 40,000 千円： 2,000 千円

割賦払い方式リース会社が初期投資費用（設備費用）を立替支/ 年）が費用として加わる。なお，自治体が得る収益額払う方法。リース会社に立て替え分を分割返済すは， TK 出資比率などに応じ，その他出資者への配当額

る。なお，設備に含まれない造成費用・系統連系費を差し引いた金額となることに注意が必要である。

用は自己負担となり，別途資金調達が必要となる。

ケース④では③に加え，法人税，事業税（約 193,596④

ファイナンスリース方式

千円：税引き前利益× 40.0 ％）が費用に加わる。また，割賦方式との違いとして，設備の所有はリース会

自治体が得る収益額は， SPC への出資比率などに応じ，社として決められた期間リース料を支払い，契約満その他出資者への配当額を差し引いた金額となることに了に伴う無償譲渡契約を締結する場合が多い。
⑤

注意が必要である。

包括リース方式

ケース⑤は，太陽光発電システムの基本計画におけるリース会社が初期投資費用（設備費用）を立替支

経済性評価で推定した期間売電収入（約1,117,454千円）払う方法。事業の計画，建設，運営管理等リース会

からリース費用（約 940,000 千円： A 市における実績値

社が代行して行う。
b ）寄附金・出資などからの調達

から仮定）を差し引いた額を期間期待収益とした。

①
表-1

期間期待収益：市の単独事業（自己資金）

(

(

(

(

(

11,269 /年）(

8,873 /年）

来た場合に地産品などを贈与する。
③

9,702 /年）(④

17,099 /年）

389,904(

出資
別会社を設立し出資を募る。

341,987

177,454

ケース⑤

寄附
活動への賛同者から寄付金を募る。順調に発電出

4,719 /年）

194,041

225,371

ケース④：民間事業（株式会社）

18,666 /年）

②

0 /年）

94,375(373,317

ケース③：GK-TKスキーム

23,649 /年）

調達が期待できる。

0(472,983

ケース②：市の単独事業（金融機関からの融資）

28,368 /年）

度。事業主体が自治体に限定されるが継続的な資金①との差額

567,358

ケース①：包括リース方式

納税者が税金の納付先や使い道を指定できる制

期間期待収益の比較（単位：千円）

事業実施体制ふるさと納税制度を活用した寄附金

マイクロファイナンス
個人が非常に小口で企業や事業に投資できる手19,495 /年）

法。投資を受ける事業者は事業単位で資金調達が可能。
⑤

以上より，本調査ではケース②（市の単独事業：金融

ミニ公募債（住民参加型市場公募債）

機関からの融資）を実現性の高い実施体制と判断し，資

環境意識の高い消費者向けに小口のファンド券を金調達方法および地域活性化策を検討することとした。

発行し事業資金を調達するとともに，ファンド券購
入者には，地元産品を定期的に届けるサービス提供

132

4再生可能エネルギーを活用した地域活性化事業のフィージビリティスタディ

新たな販路開拓やビジネス創出が期待できる。

な還元メニューの設定により十分に達成可能な期待額といえる。

（２）地域活性化に資する調達方法の提案b ）ミニ公募債（住民参加型市場公募地方債）

事業実施体制の検討にて実現性の高いケースと判断しミニ公募債（住民参加型市場公募地方債）とは，債券たケース②（市の単独事業：金融機関からの融資）を前

発行によって資金を調達する「地方債」の一種である。

提とし，資金調達に加え，地域活性化への貢献が期待で購入対象者の範囲については各団体の裁量で決定され，きる方策として「ふるさと納税制度を活用した寄付金」

当該債券の発行団体内に居住する個人や法人に限定しておよび「ミニ公募債（住民参加型市場公募債）」を選定いる銘柄が多い。近年では，毎年 2,000 億円程度（ H24

し，方法と費用，期待できる効果について検討した。

年度：78団体，2028億円）の発行があり，地方公共団体a ）ふるさと納税制度を活用した寄附金の資金調達手法として定着している。購入者に対して各

ふるさと納税制度とは，地方間格差や過疎などによる

種イベントのチケットや施設招待券など，特典（購入プ

税収の減少に悩む自治体に対しての格差是正を推進するレミアム）を付与している銘柄もあり（ H24 年度：81銘

ため，2008年に創設された「自治体への寄付金」制度で柄中，12銘柄で特典付与），銘柄の商品的魅力を高めるある。制度の概要を図-7に示す。

ほか，施策ＰＲや地域活性化の手段として捉えられている。
本調査の対象事業においては，地元金融機関との協議のもと初期費用への充当を対象とする地方債を起債する（発行額 1 億円，償還期間 5 年）。利率設定は，資金調達よりも市民への還元と参加意識の高揚を優先し，個人向け国債を上回る 1.0 ％にて仮定した。購入対象者は，

図-7 ふるさと納税制度の概要（出典：総務省「ふるさと納税制度の概要」）

地元住民への事業の周知，行政参加意識の高揚という観点から「市内に居住・通勤・勤務している個人」および「市内に拠点のある法人・団体等」に限定する。また，寄附者のメリットとして，寄附金のうち 2 千円を超え

販売方法は，委託先金融機関の窓口販売とする。制度のる部分について一定の上限まで所得税・個人住民税から実行費用としては，地方債購入者への特典として，毎年全額が控除され，収めている県民税・市民税の一部を実（ 5 年間）購入額の 1.0 ％に相当する地域産品等を贈呈

質的に移転することが可能である（年収 700 万円の給与するコストのほか，起債に係る手数料として，発行額の所得者が， 3 万円を寄附すると， 2 千円を除く 2 万 8 千

1 ％が見込まれる。

円が控除される）。本制度の適用により，使途を限定した募集をすることで施策 PR に寄与するほか，寄付者へ（３）資金調達と地域活性策を加味した事業収益の特典として地域産品，地元産品を届けるサービスを提事業実施体制のケース②に「ふるさと納税」と「ミニ供することで，新たな販路開拓やビジネス創出が期待で公募債」による資金調達，および地域活性化策の費用をきる。

考慮した推進事業スキーム（ケース②’）を設定し，収本制度の採用に当たっては，自治体側の管理コストや益の試算を実施した。その結果，金利負担の軽減に伴い

PR コストの上昇が懸念されるが，本調査の対象事業でケース②’の期間事業収益額（約 542,882 千円）はケー

は，ふるさと納税ポータルサイト「ふるさとチョイス

ス②を上回る結果となり，事業採算の向上と地域活性化（運営：株式会社トラストバンク）」を活用し，使途をの両立が可能であることを示した。推進事業スキームの本事業に特化した寄附を全国に呼びかける。サイト運営

概念図を図-8に示す。

には，同社の寄附金額に応じた成果報酬型サービス（ク融資

ラウドファウンディング）の活用を想定する（初期費

太陽光発電システム用： 0 円，手数料：寄附額の15％）。この際，寄附者へ

設備設置
売電収入

返済・金利
（初期投資）の特典として寄附額の15％に相当する地域産品を贈呈

融資

金融機関１
金融機関１
公募債
公募債

返済・金利

公営発電所
公営発電所

し，多くの寄附を集める。寄附への期待額は，初年度：

寄附
（維持）

ふるさと納税
ふるさと納税（特典）

2000万円（初期費用に充当）， 2 ～ 5 年目：1500万円 /

自治体
自治体

年（維持費に充当）と仮定したが，本制度を活用してい保守点検・メンテ等
保守点検・メンテ等

る他自治体における近年の実績から判断すると，魅力的

図-8

5

業務委託

推進事業スキーム（ケース②’）133

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号ｄ）雇用・勤労者対策の充実（４）その他の地域活性策の検討
本調査にて検討対象とした香川県 A 市では，事業収益

太陽光発電の保守管理（パネル清掃，除草等），およの一部をさらなる太陽光発電システムの導入に向けてのび電源用地としての池の管理に関わる業務（日常の目視

再投資のほか，市の総合計画に示されている地域活性化

点検や軽微な維持保全など）を年間維持費および収益かに関わる 4 つの基本施策「農林業の振興」「商工業の振ら充当することで新たな雇用創出を促進する。

興」「観光の振興」「雇用・勤労者対策の充実」に収益

また，水上太陽光発電の計画，施工，運用・管理に関を還元し，地域活性につなげることを志向している。 A

わる知見を市内企業に展開し，周辺地域への波及効果の市における全体事業スキームの案を図-9に示す。

高い水上発電事業に長けた人材の育成を目指す。

a ）農林業の振興

６．まとめ

ミニ公募債（住民参加型公募地方債）の購入者やふるさと納税による寄附者への特典として地産品（ダイシモ
チ麦などの振興作物）を贈答することで農林業の振興に地方自治体主導のメガソーラー事業の多くは，自治体寄与する。これにより，少なくとも振興作物の出荷金額

所有の遊休地を発電事業者に賃貸借することにより賃貸の増大（ 5 年間で約 17,000 千円）が期待できるととも収入を得るに留まっている事例が多い。近年では，リスに， PR 効果，販路拡大効果が期待できる。

クヘッジと初期費用負担の軽減を目的に「包括リース方b ）商工業の振興

式」により収益を確保するケースが見られるが，いずれ収益の一部をプレミア付き地域商品券のプレミア相当

もその収益額は限定的である。本調査では，複数の事業額に充当し，地域における商業・サービス業の活性化に形態について事業評価を実施し，収益を確保と地域活性つなげる。また，市が事業収益から地域商品券を購入，化の両立寄与する事業スキームを立案した。本調査結果

ボランティア活動などへの謝礼として還元することで，が地域の力で地域経済を元気にするモデル事業として全地域コミュニティ活動の活性化が期待できる。

国から注目を集め，他地域に波及することを期待していｃ）観光の振興る。

同市では，市内に多く点在する“ため池”水面を活用した水上太陽光発電事業を志向しており，先駆的取り組

謝辞：本調査は，平成25年度新エネルギー等共通基盤整みの PR を目的とした他自治体や他府県からの視察の誘備促進事業（資源エネルギー庁）のうち，「再生可能エ

致と観光施設とのネットワークを図る。また，観光ボラ

ネルギー発電事業を通じた地域活性化モデル開発支援調

ンティアガイドへの謝礼に地域商品券を活用するなど，査事業」の一環として実施した。本事業の実施にあたり観光と商工業が一体となった取り組みを検討する。

ご協力をいただいた関係各位に感謝いたします。

電気事業者
電気事業者
工事会社
工事会社
損保会社
損保会社
管理会社
管理会社

売電収入

融資

発電電力

返済・金利

工事費

④
雇
用
�
充
実

太陽光
太陽光
発電
発電

保険料
保守料
メンテナンス等

③
観
光
�
振
興

メンテナンス等

ため池
ため池
サイトＢ
太陽光
サイトＢ
太陽光

淡水漁協
淡水漁協
住民・団体
住民・団体
（市内）
（市内）

視察
観光

委託

土地改良区
土地改良区
水利組合
水利組合

Ａ市
Ａ市

返済・金利・手数料

返礼金
特典

事業者
事業者 特典
（市内）
（市内）

寄附

ふるさと
ふるさと
納税
納税

ボランティア

住民・団体
住民・団体
（市内）
（市内）
広報費

地域
商品券

商品券

市民
市民
（全国）
（全国）

広報・ＰＲ

観光交流
観光交流
センター
センター

住民・団体
住民・団体
（市内）
（市内）

広報・運営
地域商品券購入
プレミア購入

商工会
商工会
商店連合会
商店連合会

①
農
林
業
�
振
興

②
商
工
小売店等
小売店等
商品券 業
商品券 購入
（市内）
（市内）
�
商品
振
商品券
興
住民・団体
住民・団体
自治会
自治会
（市内）
（市内）
ボランティア
地域商品券

全体事業スキーム（案）

6

債券購入

市民
市民
（全国）
（全国）

換金

図-9

134

ミニ
ミニ
公募債
公募債

融資

発電所の建設

再投資
委託

金融機関
金融機関

総合建設業の作業所における労務環境の動向と労務リスク対策

総合建設業の作業所における労務環境の動向と労務リスク対策
Transition and Risk Management of Construction Workers Environmentin Large-Scale Building Projects
手塚慎一

SHINICHI TEZUKA

建築生産計画部

戸倉健太郎

KENTARO TOKURA

建築生産計画部深谷学

MANABU FUKAYA

建築生産計画部

榎本悠一

YUICHI ENOMOTO

本報告では，当社の建築工事作業所の労務データを用いて，時系列で年齢構成などの労務環境の動向を分析し，今後の予測を試みた。その結果，国における統計データと同様に当社内においても若手作業員の減少や高齢化の進展が見られ，今後労務起因の安全や品質に関するリスクは増加していく傾向にあることを確認した。
筆者らは，こうした労務リスクへの対応策の一つとして，人の身体に対する健康診断書のように，労務環境の電子データから労務上のリスクを事前に把握し対処する仕組みである「労務環境診断書」を提案した。さらに作業所長や管理部門担当者から意見聴取を行い，今後の作業所管理における診断書の有効性を確認した。
キーワード：労務環境，年齢構成，経験年数，技能レベル，施工体制，可視化

In this report, Time history of age composition and skills of construction workers were investigated by
the workers’ data on actual building projects, and future transition was predicted. As a result, it became
clear that younger workers are decreasing in number and that the whole worker's average age is growing.
And the result suggests that safety and quality in building projects might be spoiled year by year. As ameasure against such risk, the authors devised the “construction workers environmental certificate" likeas a medical certificate to man which predicts the risk of a building project by the data of workers
environment. Questioners were also conducted for several building project leaders about the validity ofthe "construction workers environmental certificate" in order to ensure the effectiveness of the certificate.
Key Words: Construction Workers Environment, Age Composition, Years of Experience
Skill Level, Construction Organization, Visualization

１．はじめに「Foreman.net」の運用を通して蓄積された労務データを基に，建築工事の作業所における過去 6 年間の労務環境の動向と今後の予測について示す。また，今後の労務環建設市場の縮小に伴い，今後の建設業を担う若手の減1)が進展している（図-1）。これは労働集約

境変化への対応策として，専門工事会社の施工体制とし型産業である建設業にとって大きな課題であり，国や業ての技能レベルの可視化手法である「技能ポイント」を界団体では，社会保険未加入問題への対処や優良技能者

紹介し，労務上のリスクを事前に把握し対処する仕組み

少や高齢化

認定制度の導入など，建設技能者の処遇改善に向けた取である「労務環境診断書」についての概要を示す。
（％）

(兆円）

り組みが実施され始めている。

100.0

このような中で当社では，専門工事会社の施工体制

80.0

や，そこに所属する作業員の技能などの，作業所内の労60.0

務に関係する環境（以下労務環境）を掌握する仕組みと

40.0

して既報

2)

50
45
40
35
30
25
20
15
10
5
0

民間投資額（兆円）
政府投資額（兆円）
55歳以上の建設業就業者の割合
29歳以下の建設業就業者の割合

90.0
70.0

33.4%

50.0
30.0
20.0

で報告した施工管理プラットフォーム

11.2%

10.0
0.0

「Foreman.net（フォアマン・ドット・ネット）」を開発

H2

H3

H4

H5

H6 H7 H8 H9 H10 H11 H12 H13 H14 H15 H16 H17 H18 H19 H20 H21 H22 Ｈ23 Ｈ24※国交省「建設投資見通し」・総務省「労働力調査」より作成

し，作業所での運用を続けてきた。本報告では，

図-1

1

建設投資と建設業就業者の年齢構成比率の推移

135

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号

２．労務環境の変化と今後の予測

表-1

分析対象作業所の概要

作業所名 述べ床面積 地上階 地下階 住戸数
工期 着工
竣工 作業員数
備考
作業所A 191,397 ㎡ 52 階 1 階 1,481 戸 36ヶ月 H17.04 H20.03 8,947 人 超高層住宅2棟
作業所B 126,145 ㎡ 33 階 1 階 1,081 戸 26ヶ月 H19.01 H21.03 7,280 人 超高層住宅1棟
作業所C
48,014 ㎡ 38 階 2 階 365 戸 27ヶ月 H18.10 H21.03 2,437 人 超高層住宅1棟
作業所D
48,615 ㎡ 14 階 1 階 393 戸 29ヶ月 H19.05 H21.09 2,925 人 板状住宅5棟
作業所E
27,242 ㎡ 8 階 1 階 戸 19ヶ月 H20.07 H22.01 4,197
事務所
作業所F
77,491 ㎡ 31 階 3 階 570 戸 30ヶ月 H19.10 H22.03 6,550 人 超高層住宅2棟
作業所G
23,768 ㎡ 9 階 1 階 278 戸 30ヶ月 H20.02 H22.07 2,009 人 板状住宅6棟
作業所H
38,832 ㎡ 35 階 1 階 378 戸 31ヶ月 H20.07 H23.01 3,566 人 超高層住宅1棟
作業所I
4,484 ㎡ 5 階 0 階
63 戸 16ヶ月 H21.11 H23.02 1,858 人 板状住宅1棟
作業所J
25,660 ㎡ 14 階 1 階 265 戸 23ヶ月 H21.04 H23.02 1,634 人 板状住宅4棟
作業所L
15,282 ㎡ 10 階 1 階 128 戸 25ヶ月 H20.12 H23.03 2,926 人 板状住宅3棟
作業所M 127,793 ㎡ 33 階 1 階 1,089 戸 30ヶ月 H20.09 H23.03 6,776 人 超高層住宅1棟
作業所N
34,257 ㎡ 11 階 1 階 339 戸 21ヶ月 H21.08 H23.04 3,459 人 板状住宅4棟
作業所O
4,721 ㎡ 8 階 0 階
57 戸 17ヶ月 H22.11 H24.02
894 人 板状住宅1棟
作業所P
4,661 ㎡ 6 階 1 階
60 戸 18ヶ月 H22.09 H24.03
850 人 板状住宅1棟
作業所Q
31,076 ㎡ 7 階 1 階 278 戸 16ヶ月 H23.07 H24.11 4,072 人 板状住宅2棟
作業所R
6,747 ㎡ 11 階 0 階
80 戸 18ヶ月 H23.06 H24.12 1,747 人 板状住宅1棟
作業所S
52,374 ㎡ 5 階 0 階 戸 10ヶ月 H24.05 H25.03 1,952 人 物流倉庫
作業所T 124,878 ㎡ 14 階 1 階 1,249 戸 28ヶ月 H23.07 H25.10 5,202 人 板状住宅7棟
作業所U
13,651 ㎡ 12 階 0 階 181 戸 19ヶ月 H24.06 H25.12 1,057 人 板状住宅3棟※主要構造は住宅がRC造、作業所EがCFT造、作業所SがS造。施工場所は東京都または神奈川県。

（１）分析対象の労務環境データ
表-1に今回の分析で対象とした作業所の概要を示す。
いずれも東京・神奈川の H20.3 からH25.12の約 6 年間に竣工した計20件の作業所である。集計対象としたデータ
は，「Foreman.net」により各作業所に提出された安全関係書類の作業員名簿に記載された全作業員である。なお分析に用いたデータは，当社の作業所のものであるた
め，必ずしも建設業全体の動向を表しているものではな
いが，実作業所のデータを用いており，より施工現場の50 才

実態に即した傾向が現れるものと考えている。

48 才

平均年齢

46 才
44 才

（２）年齢構成の変化

42 才

図-2は，労務環境の変化を時系列にみるため，各作業

40 才

所の竣工月時点での平均年齢と29歳以下および60歳以上

36 才の構成比率の推移を示したものである。平均年齢のグラ

34 才
H20.02

フをみると作業所によってばらつきはあるが， 6 年間で30%

3 歳程度平均年齢が上昇している。年齢構成比率のグラ25%

フをみると図-1と同様に，29歳以下の若手が減少し，6020%

歳以上の高齢者が増加する傾向が確認できる。特に29歳

15%以下の若手は， 6 年間で約 8 ％も減少しており年齢構成

10%

R2 = 0.3344

38 才

H21.02

H22.02

H23.02

H24.02

H25.02

H26.02

29歳以下の割合

R2 = 0.3015

5%において全体の15％まで減少している。

0%
H20.02

図-3は， 5 年間の年齢構成の変化をみるため，作業所
A の H20.3 時点と作業所 Q ・ R の H25.3 時点で算出した

H21.02

図-2

作業員の年齢構成を示したものである。ここで作業所

40%
35%
30%
25%
20%
15%
10%
5%
0%

Q ・ R の作業員は，双方の名簿の作業員から重複分を除いて合算したデータを用いている。図-3より H20.3 時点
で20代と30代にピークのあった作業員が， 5 年後には30代と40代にシフトしている状況が確認できる。近年，作60歳以上の割合

R2 = 0.3853

H22.02

H23.02

H26.02

作業所Q・R（H25.03時点）

29.1%
22.4%

17.7% 18.9%
10.0%

1.9%

40%
35%
30%
25%
20%
15%
10%
5%
0%

図 -3

26.1%

28.4%
17.2%

13.4%

13.9%

1.0%
10代 20代 30代 40代 50代 60代

10代 20代 30代 40代 50代 60代

ラフより主力年齢層は技能・体力ともに充実した30 ･ 40

H25.02

作業員の平均年齢と年齢構成比率の推移

作業所A（H20.03時点）

業所では労務不足が深刻化しているが， H25.3 時点のグ

H24.02

過去 5 年間の年齢構成の変化

22 年

代が主体となっているため，労務不足を作業員の「質」

20 年が補い，何とか安全と品質の確保が成り立っている状況

18 年と推察することができる。

16 年

平均経年年数R2 = 0.1435

14 年
12 年

（３）経験年数構成の変化と入職年齢分布

10 年
H20.02

図-4は，各作業所の竣工月時点での，現職種に対する平均経験年数と経験年数 5 年未満の構成比率の推移を示

H22.02

H23.02

H24.02

H25.02

H26.02

経験年数5年未満の割合

30%

したものである。平均経験年数のグラフをみてみると，

25%

平均年齢と同様に 6 年間で 2 年ほど上昇しており，年齢

20%

構成の影響で経験年数も増加したとみることができる。

15%

経験年数 5 年未満の構成比率のグラフをみると， 5 年

10%
H20.02未満の作業員が全体に占める割合は，減少傾向にあるこ図-4とが分かる。ここでいう経験年数 5 年未満とは，一部離職者も含まれるが，各作業所の竣工月から過去 5 年間に136

H21.0235%

2

R2 = 0.176

H21.02

H22.02

H23.02

H24.02

H25.02

H26.02

作業員の平 均経験年数と経験年数構成比 率の推移

総合建設業の作業所における労務環境の動向と労務リスク対策

入職したものとみなすことができるため，この変化には化を示したものである。これより経験年数 5 年未満の作業員が減少する一方で，経験年数10年以上の熟練作業員の割合が増加していることが分かる。

26.8%
20.6%

24.4%

16.9%
10.0%

1.3%

作業所Q・R（H25.03時点）

40%
35%
30%
25%
20%
15%
10%
5%
0%

30.7%

34.5%

20.0%
8.2% 6.3%
0.3%～1 年未満 1～3 3～5 5～10 10～20 20 年以上 ～1 年未満 1～3 3～5 5～10 10～20 20 年以上

図-5

図-6は，図-5における経験年数 5 年未満の作業員の入過去 5 年間の経験年数構成の変化

10%
9%
8%
7%
6%
5%
4%
3%
2%
1%
0%

職年齢分布である。 H20.3 時点， H25.3 時点のいずれも幅広い年齢層の入職があり，中途入職者を受け入れる建設業の特性が現れている。また，図-5より 5 年間で，経験 5 年未満の作業員の割合は減っているが，入職年齢分
布にはそれほど違いがみられなかった。若年層年齢分布

作業所A（H20.3時点）
作業所Q・R（H25.3時点）

15 18 21 24 27 30 33 36 39 42 45 48 51 54 57 60 63 66 69 （歳）に着目すると18歳をピークに，若年層の入職割合はほか

経験年数 5 年未満の作業員の入職年齢分布

図-6の世代に比べて多いが，全体に占める割合が顕著に多い
わけではない。
（４）今後の中長期的な年齢構成の予測
図-3の H25.3 時点の作業員データを基に，10年後・20
年後の年齢構成を予測した。ここで予測値は， 5 年単位で経過に応じた年齢を加算し，70歳で離職する想定と

40%
35%
26.8% 27.6%
30%
25%
17.8%
17.5% 20%
15%
9.5%
10%
5%
0.9%
0%
10代 20代 30代 40代 50代 60代

し，そこに 5 年ごとに図-6に示す過去 5 年間に入職した
50

作業員経験年数（年）60ている。なお今回の予測は，中途離職者の影響を見込ん
限られたデータによるものであり，あくまで参考として捉えていただきたい。
図-7に結果を示すが，図-3の H25.3 時点に比べて10年

0.8%
10代 20代 30代 40代 50代 60代

60
作業員
比例基準線
若齢線(18歳)
高齢線(60歳)

40
30
20
10

0

40
30
20
10

10

20

30 40 50 60
作業員年齢（歳）

70

80

0

【若手中心型】
鳶工・ボード工り高齢化はますます進展している。この予測では，特に作業員経験年数（年）が成り立たなくなってしまう。すでに国や業界団体が主導して若者の入職を促すための対策を進めているが，それに加えて各企業においても，さらなる技術革新や高齢者対応など，技術や管理面での戦略が必要と考える。

102030 40 50 60
作業員年齢（歳）

70

80

【複合型】
鉄筋工・型枠大工・電気工・設備工60

体力が必要な職種から支障をきたし，いずれ建設業自体

作業員
比例基準線
若齢線(18歳)
高齢線(60歳)50

00

後には40代・50代中心，20年後には50代・60代中心とな

14.6%
8.8%

【途中入職型】
土工・床貼工【エキスパート型】
左官工・クロス工・タイル工

経験 5 年未満の作業員を年齢分布に応じて加えて算出し27.5% 27.9%
20.3%

経験年数 5 年未満の作業員の入職年齢分布

図-7

でいないほか，入職年齢分布も一定の値を用いるなど，20年後（H45.03時点）

10年後（H35.03時点）

40%
35%
30%
25%
20%
15%
10%
5%
0%

作業員経験年数（年）

図-5は，図-3と同様に過去 5 年間の経験年数構成の変作業所A（H20.03時点）

40%
35%
30%
25%
20%
15%
10%
5%
0%

60

50

作業員
比例基準線

40

若齢線(18歳)
高齢線(60歳)

作業員経験年数（年）入職率の低下の影響が少なからず含まれている。

30
20
10

作業員
比例基準線
若齢線(18歳)
高齢線(60歳)

50
40
30
20
10
0

0
0

10

20

30 40 50 60
作業員年齢（歳）

70

80

0

10

20

30 40 50 60
作業員年齢（歳）7080

３．施工体制の技能レベルの数値化

図-8（１）技能レベルの可視化手法

そこで本章では，施工体制がもつ技能レベルを「技能

既報

3) 4)

技能レベルの可視化（年齢と経験年数の関係）

ポイント」として数値化する手法 5) を提案し，その検証では，専門工事会社が組む施工体制の技能レ

ベルを可視化する手法として，個々の作業員の「年齢」と活用方法についてまとめる。

と「職種の経験年数」が技能レベルと関係すると位置づけ，その分布特性より図-8に示す 4 つの型に分類した。

（２）施工体制の技能レベルの技能ポイントへの変換

このグラフが表現する施工体制の技能レベルを 1 つの職種によって必要とされる技能レベルは異なるもの

数値に変換することができれば，作業所横断的な分析なの，いずれの職種においても図-8におけるエキスパート

ど多くの施工体制の技能レベルの比較や職種別の平均的型は，その他の型に比べて熟練した作業員が相対的に多な技能レベルをベンチマークとした管理が容易になる。

いため，作業員の入れ替わりなどに伴う品質や安全面の3

137

第 12 号

【個々の作業員の技能ポイント】

リスクが小さい。これを踏まえて，以下のように施工体

A＝α－β－γ

制の技能ポイントを算出した。図-9に施工体制の技能ポ

100
80
60
40
20
0

※但し A≧0（α）

α：経験年数に基づく技能変数＝10 経験年数 ※但し ≦ 100

イント算出式を示す。

0β：年齢に基づく技能低減変数

施工体制の技能ポイントに図-8における作業員分布の違いを反映させるため，作業員の年齢と経験年数に

年齢＜60 歳の時＝0

年齢≧60 歳の時

＝5 (年齢－60)

γ：入職年齢に基づく技能低減変数

よって値が変化する「個々の作業員の技能ポイント」

入職年齢＜25 歳の時を算出する。

25 歳≦入職年齢＜60 歳の時＝0入職年齢≧60 歳の時

β ・ γ の 3 つの技能変数を設定し， α から β と γ を引【施工体制の技能ポイント】

100
80
60
40
20
0

（γ）

＝100

Z＝Σ（A1＋A2＋A3＋・・・・＋AN）/N

15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80 85（入職年齢（年齢－経験年数））

経験年数に基づく技能変数 α ：経験年数とともに技図-9

能レベルが上がると想定し，基幹技能者の資格要件と施工体制の技能ポイントの算出式

50なる経験年数10年を上限として，値が増えるようにした変数。
作業員の経験年数（年）

高齢化が進むと徐々に技能レベルが低下すると想定し，高齢者とされる60歳を境に値が大きくなるように設定した変数。
入職年齢に基づく技能低減変数 γ ：若い頃から同一

⑤

75pt
境界線

40

年齢に基づく技能低減変数 β ：ある一定年齢以上に

④

30

50pt
境界線

100pt
エリア

25pt
境界線

20

10

0pt
エリア

職種に定着しているエキスパートな作業員集団の技能0

レベルを高く評価するため，およそ大卒の25歳から高0

齢の60歳を最大として，入職年齢が高齢になるにつれ

技能ポイント（pt）②～⑤より技能レベルの可視化グラフ上に，個々の作業員の技能ポイントを算出すると，図 -10 に示すよ
うに，最高 100pt ，最低 0pt として，エキスパートな
100pt エリアを中心に，経験が浅く，高齢な作業員ほどポイントが下がる分布となる。

100
90
80
70
60
50
40
30
20
10
0

個々の作業員の技能ポイントの分布

図-9施工体制の技能ポ イ ン ト の算出方法と 技能ポ イ ン ト 分布

エキスパート型

途中入職型

複合型
総計

図 -11

職種に含まれる作業員全員の傾向をマクロにみた場合，【 設 備 工 D1 】

60
作業員経験年数（年）経験が浅く，高齢の作業員が多い型ほど技能ポイントが低くなり，可視化した技能レベルの型の違いを技能ポイントの差として表すことができた。
（４）技能ポイントの活用例

40
30
20
10

0

す。グラフ中で英字が同じ記号の施工体制は，一次会社

10

20

図 -12

4

設備工E1

設備工D2

作業員
比例基準線
若齢線(18歳)
高齢線(60歳)

50
40
30
20
10
0

0

図 -12 に設備工の施工体制別の技能ポイント比較を示

←途中入職
型平均
49.8pt【 設 備 工 D2 】

60

作業員
比例基準線
若齢線(18歳)
高齢線(60歳)

50

設備工D1

ポイントが低い結果となった。このように図-8において作業員経験年数（年）型や複合型が位置し，途中入職型の職種が約 50pt で一番

設備工C2

設備工A1

80pt となり一番ポイントが高く， 60pt ～ 75pt に若手中心←設備平均
64.4pt

設備工A4

図 -11 より，図-8でエキスパート型とされる職種が約

ｴｷｽﾊﾟｰﾄ←型平均81.1pt

設備工A3

技能ポイント（pt)

図 -11 は，表-1の一部の作業所の作業員を対象に，職種別に技能ポイントを算出して比較したものである。

職種別の技能ポイントの比較

90
85
80
75
70
65
60
55
50
45
40
設備工A2

（３）職種別の技能ポイントの検証

設備工C1

能ポイントの平均値として算出する。

設備工B2

施工体制全体の技能ポイントは，個々の作業員の技

138

若手中心型

項目 クロス 左官 タイル 土工 床貼 鳶工 ボード 鉄筋 型枠 型枠 電気 設備
大工 解体
総作業員数 1,161 1,410 500 1,349 837 1,294 1,714 1,516 2,158 708 1,656 1,882 18,626
平均 pt
84.0 80.3 78.9 46.9 52.7 69.1 73.0 76.0 71.5 59.8 64.7 64.4 68.7

設備工B1

⑦

5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70
作業員の年齢（歳）図 -10て値が大きくなるようにした変数。
⑥

50

100
80
60
40
20
0

いた値（ただし 0pt 以上）とする。
③

40

15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80 85（年齢）＝（入職年齢－25）/0.35

個々の作業員の技能ポイントは，以下に述べる α ・

②

20
30
（経験年数）

（β）

①

10

設備工F1

三井住友建設技術開発センター報告

30 40 50 60
作業員年齢（歳）

70

80

0

10

20

30 40 50 60
作業員年齢（歳）7080

施工体制別の技能ポイントの比較（設備工）

総合建設業の作業所における労務環境の動向と労務リスク対策

４．労務環境診断書による労務リスク対策が同一であることを表している。図より，技能ポイント
は施工体制ごとに 49pt ～ 70pt の範囲でばらついているこ（１）労務環境診断書構想とが分かる。また，同じ一次会社内で比較すると設備工
A や B は作業所によって技能ポイントに大差がないのに２章で示したように，労務環境の悪化に伴い，今後労対し，設備工 C や D は大きく異なっていることが分か

務起因の安全や品質に関するリスクは，増加していくる。図中に，技能ポイントの大きく異なる設備工 D1

傾向にあると考えられる。そこで本章では，労務上のリ（ 49pt ）と設備工 D2 （ 68pt ）の技能レベルのグラフもスクを事前に把握し対処する仕組みとして構築した「労示したが，経験年数10年以上の作業員の割合がポイント

務環境診断書」について，その概要と作業所における効に影響している状況を確認できる。このように，技能ポ果の検証結果をまとめる。

イントを施工体制単位で算出した場合は，施工体制ごと

人の身体に対する健康診断では，身体測定や血液などの特性がポイントの高低となって表れるため，複数の施の検査結果を基に，病気（リスク）の可能性を受診者に工体制を横断的に比較する場合に有効である。

通知する。これと同様に「労務環境診断書」では，施工

また図中には，図 -11 で算出したエキスパート型，途体制台帳や作業員名簿といった労務環境の電子データを中入職型，設備工の技能ポイントの平均値を示した。こ

基に，通常の紙ベースの管理では把握が難しかった労務

れらの技能レベルの型や職種別の技能ポイントをベンチ

上のリスクの可能性を自動的に集計・可視化し，作業所

マークとすることで，各々の作業所で専門工事会社が組または本支店管理部門へ通知することで，事故や瑕疵なむ施工体制の技能レベルの良否を容易に判断することがどを事前に「予防する」体制を構築することを目指して可能となる。

いる。本報告では，協力会社の技能の状況を可視化した「技能編」と，保険加入状況を可視化した「保険編」についてまとめる。

各一次会社の施工体制の情報より，重層下請の状況などを確認できる。

【作業員情報エリア】

管理値を超え，注意が必

作業員名簿の情報より，年齢や経験な

要な項目は赤背景になる。

ど技量に関連する項目を確認できる。

途中入職型の施工体制

エキスパート型の施工体制【技能状況の可視化エリア】

60

化することで，各１次会社の施工体制の技能レベルの状況を，右図のように年齢とともに経験年数が増加する作業員の多い「エキスパート型」の施工体制であるのか，高齢で経験年数の少ない作業員の多い「途中入職型」の施工体制であるのかなどを客観的に確認することできる。
「技能ポイント」は，グラフが表す技能レベルの状況の数値化を試みたもので，高齢で経験年数

60

作業員
比例基準線
若齢線(18歳)
高齢線(60歳)

50
40
30
20
10

作業員
比例基準線
若齢線(18歳)
高齢線(60歳)

50
40
30
20
10
0

0
0

の少ない作業員（途中入職）が多いほど，数値が低くなる。

図 -13

作業員経験年数（年）「作業員の年齢と経験年数の関係グラフ」では，各作業員の年齢と経験年数の状況を可視

作業員経験年数（年）【施工体制情報エリア】

10

20

30 40 50 60
作業員年齢（歳）

70

80

0

10

20

30 40 50 60
作業員年齢（歳）70

80

労務環境診断書（技能編）の概要

5139

三井住友建設技術開発センター報告

第 12 号把握するための情報として，診断書が有効である可能性（２）労務環境診断書（技能編）の概要
図 -13 に示す技能編の診断書では，作業所に提出されを確認することができた。特に支店管理部門は，保険編

た安全書類の情報を基に，各 1 次下請会社の施工体制とへの関心が高く，元請責任としての下請への保険加入指しての技能に関する情報を集計・可視化している。

導への活用に期待する声が上記以外にもあった。一方「施工体制情報エリア」では，再下請会社数や最高下で，労務不足を背景に，現状では協力会社の選定に関す

請次数によって，各社の重層下請の状況を確認できる。

る厳しい状況が伺えるが，今後，総合建設業としては中「作業員情報エリア」では，平均年齢や60歳以上の高長期的な視点で適切に技能者の能力を判断し，処遇改善に繋げていくことが重要であると考えている。

齢作業員の割合といった年齢に関する項目や，平均経験年数や経験10年以上の熟練作業員の割合 と い っ た職種の経験年数に関す る 項目に加え ， 今後増加が見込 ま れ る 外表-2

労務環境診断書 （ 技能編 ） の管理項目 と 管理

管理項目
再下請会社数最高下請階層数
平均年齢
高齢作業員率
平均経験年数
作業員情報 熟練作業員率
外国作業員率国作業員の割合を確認で き る 。 ま た ， 診断書には表-2に施工体制情報示す管理値を設け ， 注意が必要な部分を赤背景に し て作業所担当者の目に留 ま る よ う に配慮 し た 。
診断書の右側の 「 技能状況の可視化エ リ ア 」 では ， ３章で示した技能レベルの可視化グラフ（作業員の年齢と技能ポイント

管理項目の内容
1次配下の下請会社数
最高次数の下請階層数
作業員の平均年齢
60歳以上の高齢者の割合
作業員の平均経験年数
経験年数10年以上の作業員の割合
外国作業員の割合
技能レベルの状況の数値化（ｴｷｽﾊﾟｰﾄ型：約80pt、途中入職型：約50pt）

管理値
10社以上
4層以上
50歳以上
30％以上
10年未満
50％未満
10％以上
50pt未満

経験年数の関係）と，技能レベルの数値化である「技能ポイント」を掲載している。
（３）労務環境診断書（保険編）の概要
図 -14 に示す保険編の診断書（ 1 次会社部分のみ抜粋）では，社会保険 3 項目（健康保険・厚生年金保険・雇用保険）の未記入を含む保険加入状況の概略を， 1 次
会社・ 1 次を除く再下請会社・全下請に含まれる作業員に分けて集計している。さらに，作業所担当者が保険の状況をすばやく判断できるように○△×の 3 段階で示す

図-14 労務環境診断書（保険編）の概要（1 次会社部分）など表示に配慮した。

（５）労務環境診断書の今後の展開（４）労務環境診断書の効果の検証
労務環境診断書の効果把握のため，「Foreman.net」の今後の本運用では，多くの作業所の診断を継続的に実運用経験のある作業所長10名と支店管理部門の 4 名に対施することになるため，自動的に診断書を配布する機能

し関連する作業所の診断書を配布し，診断書の意見聴取

や，健康診断と同様に診断結果のコメントを自動生成すを行った。得られた診断書の効果に関する参考意見を以る機能など，システム改善が必要になる。またユーザー

下にまとめる。

の利便性向上のためには，「資格編」や「応援編」など①

協力会社の各社の特性を知り，きめ細かな指導と管の診断書の種類拡張や，日々の労務環境の変化を確認で理をする上で，重要な情報と考える。（現場監督は，きるように，新たに入場した会社や前回の診断書との差協力会社を横並びで見る時間がない。）

分を把握しやすいようにする必要がある。さらに運用面②

における対策としては，労務環境診断書がこれまでに無

特に注意が必要な高齢作業員，外国人労働者などのい新しい仕組みであるため，診断書の運用方法をしっか

管理には便利かと思う。
③

協力会社の「質」がある程度判断できる。

り制度化して推進していくことが重要であると考えてい④

社会情勢の流れから「保険編」は是非必要である。

る。

⑤

現状の労務事情では，協力会社の選別が難しく，こ５．おわりにのデータベースを元に取捨選択する余裕がない。一方，調達管理資料としては一定の判断材料になる。
⑥

本報告で示した知見を以下にまとめる。

鉄筋工などでは応援が常態化しており，協力会社選
定の判断材料とすることは難しい。

① 当社作業所の過去数年間の労務環境の動向として，

上記より，協力会社の労務環境を客観的かつ横断的に若手作業員の減少や高齢化の進展を確認し，今後高齢140

6

総合建設業の作業所における労務環境の動向と労務リスク対策化のさらなる進展によって労務起因の安全・品質に関参考文献

するリスクが増加していく傾向があることを確認し1)

蟹澤宏剛 , 秋山哲一 , 岩松準：技能労働者の処遇に関する研究 , 日本建築学会計画系論文集 ,Vol.74,

た。

No.640,pp.1419-1424,2009.7② 労務環境を把握する方法として，施工体制が持つ技
2)

能レベルを 1 つの数値として表す手法（技能ポイン

大鐘大介 , 手塚慎一 , 戸倉健太郎

ほか：施工管理ト）を示し，多くの施工体制の横断的な比較など労務

プラットフォーム「Foreman.net」の開発 , 三井住友

リスク管理に活用できることを示した。

建設技術研究所報告 , Vol.6,pp.179-184,2008.11
3)③ 今後の労務環境悪化への対応策として，労務上のリ

手塚慎一 , 蓮尾孝一 , 戸倉健太郎

ほか：品質や安スクを事前に把握する仕組みである「労務環境診断

全面のリスク低減を目的とした労務環境の可視化・書」を提案し，作業所管理における診断書の有効性を分析，三井住友建設技術研究所報告, Vol.10,pp.115-

確認した。

120,2012.11
4)

手塚慎一，蟹澤宏剛，戸倉健太郎

ほか：総合建設

謝辞：本研究を行うに当たり芝浦工業大学蟹澤宏剛教

業の建築工事作業所における労務環境に関する研究授に貴重なアドバイスをいただきました。ここに感謝

作業員個人の集合体として捉えた労務環境の可視化の意を表します。

と分析，建築生産シンポジウム , Vol.27,pp.8592,2011.7
5)

手塚慎一，蟹澤宏剛，戸倉健太郎

ほか：総合建設

業の建築工事作業所における労務環境に関する研究
その 2 ：工法，工程による労務環境への影響，建築
生産シンポジウム , Vol.28,pp.103-108,2012.7

7141社外発表論文一覧

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No.

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The Korean Society for
Geosystem Engineering
Journal of Geosystem
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2013/3/25

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(CD-ROM)Vol.35

2013/6/15

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2013/6/15

International Conference on
Sustainable Construction
Materials & Technologies
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2013/08

Manabu Takahashi
Hyuck Park
Naoki Takahashi
Yukiyasu Fujii
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geological history in rocks
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5

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Mechanical Properties of Prestressed Ultra
10 High Strength Concrete beam with a Molten
Slag as Fine Aggregate

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Characteristics of Concrete Using Ground
11
Granulated Blast-furnace Slag

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Development of High-Strength Fiber
12 Reinforced Concrete for Highly Durable
Bridge Structures

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Materials & Technologies
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Sustainable Construction
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2013/08

2013/08

2013/08

2013/08

2013/08143

三井住友建設技術開発センター報告No.

第 12 号����

Shaking model tests on mitigation of
16 liquefaction-induced ground flow by new
configuration of embedded columns

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Ali DERAKHSHANI
Rouzbeh RASOULI
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The 18th ICSMGE Paris
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The 6th Kumamoto
International Workshop on
Fracture, Accoustic Emission, 2013/9/17
and NDE in Concrete
KIFA-6
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2013

2013/11

27

Nana Yoshimitsu
A scaling relationship between AE and natural
Hironori Kawakata
earthquakes
Naoki Takahashi

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Union’s 46th annual Fall������
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