技術報告

祇園甲部歌舞練場の耐震補強設計と施工
Seismic Reinforcement Design and Constrution of GION KOBU KABURENJYO
西本信哉 *1、坂口裕美 *2、笹井弘雄 *3、吉岡伸悟 *4、山形有紀 *5

1．はじめに
祇園甲部歌舞練場は、京都を代表する伝統芸能のひとつである「都をどり」の開催場として、100 年を超える歴史を有する大規模木造建築群であり、国登録有形文化財に指定されている。歌舞練場という劇場と学校が一体となった特殊な用途・形式を日本で初めて形にした建物で、本館は舞台・客席を有し入母屋造・瓦葺きの大屋根がかかる建物である。耐震性が不足するため 2016 年に（a） 改修前配置図
図‑2

一時休館し、2023 年春の再開に向けて耐震補強工事を行った。本報では、歌舞練場本館の補強設計概要のほか、客席棟および玄関棟についても報告する。

図‑2（b） 改修後配置図
写真‑1 1913 年（大正 2 年）竣工当時の歌舞練場（花見小路より）

図‑1*1*2*3*4*5

改修後パース

図‑3 改修後 1 階平面図

NISHIMOTO Shinya：大成建設（株）設計本部・室長
SAKAGUCHI Yumi ：大成建設（株）関西支店設計部・シニアエンジニア
SASAI Hiroo：大成建設（株）関西支店設計部・シニアエンジニア
YOSHIOKA Shingo ：大成建設（株）関西支店設計部・プロジェクトエンジニア
YAMAGATA Yuki
：大成建設（株）設計本部・エンジニア
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2．建物概要祇園甲部歌舞練場は 1873 年（明治 6 年）に、隣接する建仁寺の塔頭清住院が歌舞練場として改築されたことに重および地震荷重に対してそれぞれ補強を行うこととした。以下に補強方針を示す。
（a）長期荷重端を発するが、現在の本館は 1913 年（大正 2 年）
（写真

①小屋組み等に必要な補強を行ったうえ、長期荷重は‑1）に、教育・練習および劇場のための施設として現在原則として既存木造部に支持させる。図‑5（a）に示すの場所に移築されたもので、外観については概ね創建当ように小屋組みは地震時上下震度 1 G を考慮して補強時の姿を残している。戦前・戦後には軍需工場や遊興施を行っている。

設として使用されるが、1952 年（昭和 27 年）から翌年に②小屋組みを受けている木桁トラスの状態が悪いため、かけて歌舞練場に復旧する大改修が行われた。1953 年

これには期待せず、鉄骨ガーダーを更新・新設して小（昭和 28 年）の改修工事では、本館南側に RC 造の客席棟屋組みを支持させる（図‑5（b））。

が追加されたほか、小屋組みの鉛直たわみを抑制するた（b）地震荷重めの箱型の鉄骨ガーダーが建屋内部に構築され、小屋組① 既存木造部分の劣化が顕著で各所の健全性が不明を部分的に支持している。図‑1 に改修後のパース、図‑2

瞭なため、建屋に作用する地震力を 100 % 負担する（a）,（b）に改修前後の配置図、図‑3 に改修後の 1 階平面補強鉄骨フレームを建屋内部に構築する（図‑5（c））。

図を示す。今回の改修工事では、京都市の条例に基づき現状の建築外観を損なわずかつ内部空間への影響も最地震や火災に対する安全性を確保したうえで、建築基準小限とするため、小径部材を組み合わせた鉄骨フレー法第 3 条による法適用除外の指定を受けている。また、耐ムを採用する（図‑5（c））。

震補強計画に関しては第三者による判定を取得している。

② 補強鉄骨フレームの基礎は、回転圧入による小径鋼管杭を打設し、地震せん断力およびフレーム軸力を地盤に伝達する。

図‑5（a） 小屋組み補強
図‑4（a） 既存木架構・木桁トラス

図‑5（b） 新設鉄骨ガーダー

図‑4（b） 既存鉄骨ガーダー（建屋内部）

3．本館の耐震補強設計について
3．1 全体概要
既存の木架構・木桁トラスおよび既存鉄骨ガーダーを図‑4（a）,（b）に示す。建物調査の結果、既存の木小屋組みやそれを受ける木桁トラス、および周辺木軸架構・土壁に劣化や破損、改変が見受けられることから、長期荷14

図‑5（c） 新設補強鉄骨フレーム

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3．2 屋根小屋組みの補強方法
屋根小屋組みはその両端にある既存の木桁トラスで支表‑1 重要文化財（建造物）基礎耐震診断指針（平成 11 年 4 月文化庁文化財部平成 24 年 6 月 12 日改訂）

持されているが、たわみが大きいことから 1953 年（昭和 28 年）の改修時に鉄骨ガーダーが追加され、これに小屋組の荷重を部分的に支持させていた。今回の改修工事では、既存の鉄骨ガーダーを更新し、小屋組みの鉛直荷重を 100 % 支持できる補強計画とした。また、小屋組みが受ける水平荷重は、小屋組み下弦材レベルまで立ち上がる補強鉄骨フレームと小屋組み下弦材とを緊結し、これに負担させる計画とした。なお、小屋組みはすべり支承を介して鉄骨ガーダーに支持させることにより、鉄骨ガーダーに作用する小屋組みからの地震水平力の影響が最小限となるようにした。図‑6 に補強概要を示す。

図‑6補強断面図

3．3 耐震補強設計概要
本館の構造耐震性能は、重要文化財（建造物）基礎耐震診断指針（平成 11 年 4 月文化庁文化財部平成 24 年 6月 12 日改訂）
（表‑1）における必要耐震性能設定の目安にならい、大地震動時に倒壊せず生命に重大な危害を及ぼさないこととした。既設木造部の柱の基礎への緊結がなされていないため、本館の耐震計算方法としては、構図‑7 各棟の配置と境界造方法規定により柱の基礎への緊結が求められない計算手法である限界耐力計算を用いて設計した。また、図表‑2 目標耐震性能‑7 の配置図に示すように、本館と隣接する建物とは構造躯体を分離し必要な離間幅を確保した（境界 A 〜 E）。
地震力を負担する補強鉄骨フレームは、表‑2 を目標耐震性能として、限界耐力計算法による静的な設計に加え、告示波およびサイト波（花折断層波）に対して鉄骨部分のフル立体モデルを用いた時刻歴応答解析により性能確認を行った。なお、花折断層波はレベル 3 相当に該当するため、部材が限界塑性率以内であることを条件に、層間変形角が 1 /60 を超えることを許容している。
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3．4 耐震補強設計および結果について③補強鉄骨フレーム

耐震補強の設計は、下記①〜③の部位に分けて検討を

補強鉄骨フレーム（図‑10〜12, 写真‑2）は、限界耐力行った。ここでは各部位の検討内容を紹介し、3.5 節に計算法および時刻歴応答解析に対して地震時の安全性のおいて補強鉄骨フレームの限界耐力計算結果および時刻検証を行った。目標耐震性能は前掲の表‑2 による。小

歴応答解析結果を示す。

屋組みの重量は、①の小屋組みモデルの反力を節点重量として与えた。部材は保証設計時に対して限界塑性率以下、層間変形角は安全限界時に対して 1 /60 以下を確認①既存木造小屋組み
大屋根の小屋組みの鉛直荷重は②の鉄骨ボックス梁・した。接合部（柱・梁仕口およびブレース端部）および柱（以下新設鉄骨ガーダー）で支持する計画とした。ま柱・梁の継手は保有水平耐力接合とし、軸力部材（主にた、地震荷重は小屋組み下弦材から③の耐震補強鉄骨フラチス梁部材）の継手は保証設計時の軸力に対して短期レームに伝達させる計画とした。小屋組みは鉛直荷重時許容応力以下とした。

および地震荷重時の部材および接合部の健全性の確認を行うとともに、接合耐力が不足する箇所では接合部に補強プレートを配置した。また隣接する小屋組み間には補強部材（図‑8 に示す赤部材）を入れ、小屋組み面外方向の剛性も確保した。
図‑10 補強鉄骨フレームモデル（単位：㎜）

図‑8

小屋組大屋根モデル② 鉄骨ボックス梁・柱（以下 “ 新設鉄骨ガーダー ”）
新設鉄骨ガーダー（図‑9）は、小屋組みからの鉛直荷重のほか、地震時荷重を考慮して設計を行った。地震時は、小屋組みからの荷重にすべり支承の摩擦係数（0.2）
をかけた荷重に加え、新設鉄骨ガーダーの自重が受ける地震荷重（ 水平 1.0 G ＋鉛直 1.0 G）を 考慮 し て 検討 を行った。また、新設鉄骨ガーダーの端部は客席棟につながっているが、その接続部の設計に関しては「4.2 本館と客席棟の取り合い部の設計について」に記載する。

図‑916新設鉄骨ガーダーモデル

図‑11 補強鉄骨フレーム詳細図（四通り）

図‑12 小屋組みと補強鉄骨フレームとの取り合い要領

写真‑2 補強鉄骨状況

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3．5 補強鉄骨フレームモデルにおける検討結果

表‑5 安全限界時および保証設計時の層間変形角①限界耐力計算結果
限界耐力計算法の安全限界時の検証方法は告示平 12
建告第 1457 号第 7 に従い、bsi 分布で静的増分解析を行った。ある部材の塑性率が、限界塑性率に達する直前のステップを保証設計時とした。保証設計時の変形に1 /1.5 を乗じた変形となるステップを安全限界時（保有水平耐力時）とした。ここで求めた安全限界時耐力（保有水平耐力）が必要安全限界耐力を上回ることを確認し②時刻歴応答解析た。建物重量、必要安全限界時のせん断力およびせん断時刻歴応答解析では、限界耐力計算と同じ立体モデル力係数（Ci）を表‑3 に示す。また、安全限界時のせん断を用いて行った。時刻歴応答解析に採用する設計用入力力およびせん断力係数、および安全限界耐力を必要安全

地震動は、建設省告示第 1461 号に基づき、極めて稀に限界耐力で除した余裕度を表‑4 に示す。余裕度として発生する地震動（レベル 2）として「告示波 1 El Centro

は、X 方向が 1.16、Y 方向が 1.11 となっている。

位相」、「告示波 2 八戸位相」、「告示波 3 神戸位相」の工

安全限界時および保証設計時の層間変形角を表‑5 に学的基盤波 3 波を作成した。表層地盤による地震動の増示す。変形角は保証設計時において 1 /60 程度となって幅波については工学的基盤から基礎底面までの地盤モデおり、安全限界時では、最大で 1 層目の X 方向の変形角ルを設定し、地震応答解析を実施することで増幅地震動が 1 /97 となっており、前述の表‑2 の安全限界時におけを作成した。

るクライテリア（概ね 1 /60 以内）を満足していることをまた、計画地周辺の過去の地震を考慮し、サイト波として「花折断層地震」を採用し、参考波として応答性状確認した。の確認を行った。
「花折断層地震」は、京都市に大きな地震動をもたらすことが考えられる起震断層として作成さ
表‑3 建物重量・必要安全限界耐力・せん断力係数れた模擬地震動であり、地表面で定義されている。表‑6 に時刻歴応答解析における耐震性能クライテリアを記載する。検討用地震動の諸元を表‑7 に、加速度応答スペクトルを図‑13 に示す。

表‑6 時刻歴応答解析における耐震性能クライテリア

表‑4

安全限界耐力・せん断力係数・余裕度

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表‑7

検討用地震動の諸元（基礎底）④ 応答解析結果
時刻歴応答解析結果を表‑8 に示す。最大層間変形角は告示波では、告示波 1 El Centro 位相において X 方向

3 層の 1 /74 が最大であり、クライテリアである 1 /60 以下となっている。花折断層地震波では、最大層間変形角が 1 /48 となっているが、部材は限界塑性率以下となっていることを確認している。

表‑8 応答結果一覧

以上より、限界耐力計算法および時刻歴応答解析において、設計クライテリアを満足することを確認した。
図‑13

加速度応答スペクトル（基礎底）

3．6 小屋組みのジャッキアップ施工
小屋組みの補強を行う際、既存の長期応力を極力キャ③ 固有値解析結果
検討モデルの固有値は、1 次モードが X 方向で 0.46ンセルした状態で行うことが構造性能上の観点から望ま秒（図‑14（a））、2 次 モ ー ド が Y 方向 で 0.36 秒（図‑14しい。そのため、小屋組み補強に先立ち小屋組みの荷重（b））、回転方向は 9 次にあり、0.26 秒となっている。

をベント支保工にて受け替える施工計画とした。
一方、既存小屋組みは、荷重による変形のほか経年変化等によるたわみがあることが、計測した点群情報により分かっている。そのため、ジャッキアップを行うにあたり、付与する荷重と変形の関係やたわみの戻り具合を事前に明らかにするため、参・四通りの小屋組みに対し、試験ジャッキアップを行った。
図‑15 に参通りと四通りの小屋組み下弦面の 1 FL からのレベルを示す。隣り合う小屋組み下弦材間には補強鉄骨が配置される計画としているため、小屋組み同士の鉛直変形差をなるべく小さくすることが望ましい。そのため、試験ジャッキアップの対象としていた参・四通り

図‑1418

固有モード図と隣り合う弐通りおよび五通りも 50 ％の荷重でジャッキアップすることで鉛直変位差を緩和することとした。

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図‑16ベント（ジャッキ）位置

図‑17 に参通りにおける B ベント位置での荷重 P（kN）−変位δ（mm）関係を示す。青線は小屋組みの応力解
析により算出した荷重−変位関係から得られた弾性剛性を示す。応力解析モデルでは接合部をピンと仮定しているため、実情より高い剛性となっている。
荷重ステップの初期では、解析値と近い剛性を示したが、荷重が受け替わっていくに従い、解析値より剛性が低下する傾向がみられた。100％荷重は 36 kN で、その時 の 変位 は 11.4 mm で あ っ た。 ま た 最終 ス テ ッ プ 時
図‑15 小屋組みの既存の状態（1 FL からのレベル及び変位）（110 % 荷重時）に両端部のベントと小屋組み下弦材の間に伱間があることが目視できたため、小屋組み荷重がベベント位置および計測位置は、実際の施工計画と同じントに受け替わったと判断した。その後、荷重を除去しく小屋組みの束材の位置（図‑16）に合わせて配置し、両たところ残留変形が 3.8 mm 生じた。再ジャッキアップ

端部（▲印部）はジャッキはなしでベントのみとした。

では、初期ジャッキアップ時の最終ポイントに向かってまた、変位計はベントと同じ位置に設置し、小屋組みの荷重変形関係が推移した。

上下弦材位置で鉛直変位を計測した（写真‑3, 4）。
試験ジャッキアップの載荷スケジュールは、事前の応力解析により得られたベント反力に対し、荷重制御により 25、50、75、100、110％で載荷し、同じ荷重ステップでジャッキダウン行って除荷挙動を確認した。その後、再度 100％荷重までジャッキアップを行った。

図‑17

荷重 P（kN）−変位δ（㎜）関係（B ベント位置）

ジャッキアップが進むにつれて、初期剛性から徐々に剛性が低下していく様子が、初期ジャッキアップ時、再ジャッキアップ時ともに確認された。これは、ジャッキアップ初期段階には木材同士または木材・接合金物間の摩擦による抵抗があるが、ジャッキアップに伴い摩擦抵
写真‑3 計測の様子

写真‑4 ジャッキ部抗分が消失したことによるものと考えられる。
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今回の試験ジャッキアップでは、小屋組みの荷重変形

今回の改修工事では、既存小屋組みの荷重を新設鉄骨関係と、事前に想定した荷重で小屋組み荷重の受け替えガーダーに 100％受け替え支持させることを目標としてができたことが確認できた。その後の本施工では、各通いたが、施工手順との兼ね合いからすべての箇所に豆りの小屋組みの想定重量をジャッキアップ荷重の目標値ジャッキを入れて荷重を確認することは難しかったため、とし、試験施工時の変形量も参考として順次ジャッキ確認方法を下記の 4 点とし総合的に判断した。小屋組みアップ施工を行った。

下ジャッキ・下弦材レベルの計測の様子を写真‑5 に示す。

1．小屋組み下のジャッキ反力（全通りの A 〜 D 点※）

3．7 ジャッキダウン施工について
新設鉄骨ガーダーに既存の小屋組みの荷重を 100％受

2．小屋組み面内方向の変形（全通りの A 〜 D 点※）
3．新設鉄骨ガーダーの変形（全箇所）け替えることを目標として施工を行った。鉄骨ガーダー

4．鉄骨ガーダーと小屋組み下弦材の間に設置した豆上と小屋組み下弦材の間にすべり支承を設けており、そジャッキによる荷重確認（四、七、九、十三、十の配置は小屋組み通りごとになっている（図‑18）。

五、十六通りのみ）（図‑19, 20, 写真‑6）。
※ここでの A 〜 D 点は図 16 内に示すものと同じ

ここでは、上記 3、4 の計測結果を記載する。
新設鉄骨ガーダーの変形を図‑21 に示す。赤実線は小屋組みのジャッキダウン完了時の新設鉄骨ガーダーの変位実測値を示す。赤点線で示しているのが、ジャッキダウン完了時の解析による変位予測値である。実測値が予測値の 6 割程度となっているが、解析では新設鉄骨ガーダーの接合部の剛性を考慮していないことからその違いが出ていると考える。また、設計荷重時の変位予測値（青点線）は、赤点線で示す解析によるジャッキダウン完了時予測値から 2 倍程度進むことから、実際の設計荷重が載った場合は、実測値に対して同じ傾向で変形が進むと考えられる。
反力計測結果を図‑22 に示す。黒点線は小屋組み補強プレート設置前の反力実測値、黒実線は補強プレート設置後の反力実測値を示しており、小屋組み補強プレート分の重量が増えている。赤●で示すのが豆ジャッキ位置による反力実測値である。多少のばらつきはあるものの、概ね豆ジャッキによる反力実測値と黒実線で示す小屋組み補強後の反力実測値の傾向が一致していることから、既存小屋組み荷重を鉄骨ガーダーに概ね受け替え支持ができたと判断した。

図‑1820

すべり支承配置

写真‑5 小屋組み下ジャッキ・下弦材レベル計測の様子

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4．客席棟の耐震補強設計について
4．1 はじめに
客席棟は木造の本館に隣接し、1953 年（昭和 28 年）の改修工事時に建設された。図‑24 に示すように客席部の約 18 m スパンの大梁は、写真‑7 および図‑23 に示すような 2 階客席部の 4 ｍ弱の片持ち梁とこれに繋がる梁とともに、S 造のトラス梁またはプレートガーダーで構
写真‑6 すべり支承部（豆ジャッキ設置状況）成されており、これらと接続する柱は、非充腹形の内蔵鉄骨を有する SRC 造となっている（図‑24）。これら以外の地上階および地下階の柱・梁は RC 造である。当該

図‑19 すべり支承部（豆ジャッキ設置概要）

SRC 造柱には、客席棟建設時に隣接する本館の木造小屋組を支持する目的で本館に設置されたボックス形の鉄骨ガーダー端部が接続されていた。
（図‑25）

図‑20

ガーダーの変位計測位置および豆ジャッキ配置（赤〇部）

写真‑7 客席内観（改修後）

図‑21

鉄骨ガーダーの変形（単位：㎜）

図‑23

梁間方向軸組図

図‑24 桁行方向軸組図（単位：㎜）

図‑22 すべり支承部想定荷重および計測荷重（豆ジャッキ）
図‑25 本館と客席棟の取り合い部（改修前）（単位：㎜）
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耐震安全性は、参考文献 3）,4）に従い、以下の要件で判定した。

4．2 本館と客席棟の取り合い部の設計について
本館側の耐震補強において、木造小屋組を支持する鉄Is ≧Ｉ so かつ CTU･SD ≧ 0.3

骨ガーダーの更新が行われた。そのため、補強にあたっ

ここに、Is：構造耐震指標ては、新設鉄骨ガーダー端部からの作用力を受ける柱のCTU：累積強度指標

接合部において以下のような点に留意して設計を行った。

SD：形状指標
Iso：構造耐震判定指標（Iso=0.6）

新設鉄骨ガーダー端部接合部の作用力として、鉛直方向力とともに客席棟と本館との水平変位差を考慮した水地上階の耐震診断は、第 2 次診断法で行った。保有水平方向力を想定した（図‑27（a））。

平耐力は、既存鉄骨ガーダーを介して伝達される本館側

新設鉄骨ガーダーの上下弦材から既設柱もしくは増打からの作用力を差し引いて算定した。また、コンクリー

ち柱に作用する X,Y,Z（鉛直）方向の地震時支点反力（図2ト圧縮強度の診断採用値が 13.5 N/mm を下回っている‑27（b））を伝達できるように、あと施工アンカー、貫通ため、参考文献 5）に記載の強度低減係数を用いて、鉛ボルト、溶接部や増設鉄骨部材の詳細設計を行った（図

直部材のせん断終局耐力を低減した。

‑28）。

耐震診断の結果、2 階は、第 2 種構造要素となる極脆SRC 造柱と RC 増打ち部との接合部にはあと施工ア性柱が存在しているため、1 階は、第 2 種構造要素となンカーを配し（図‑28）、地震時に一体性が確保できるよる下階壁抜け柱が存在しているため、耐震安全性の判定

うに設計を行った。

要件を満足していないことが判明した。また、SRC 造柱は、既存鉄骨ガーダーから作用する地震力に対して、曲げ耐力およびせん断耐力が不足していた。なお、2 階客席部の S 造片持ち梁およびこれを支持する 2 階 S 造梁については、震度 1.0 の鉛直地震力を SRC 造柱まで伝達できることを確認した。
耐震補強計画については、図‑26 に示すように下記の耐震補強によって、耐震安全性の判定要件を満足することを確認した。

1）SRC 造柱に対する 2 階梁下端から屋上スラブレベルに至る RC 増打ち

図‑27（a） 新設鉄骨ガーダーから客席棟への作用力

2）2 階の第 2 種構造要素となる極脆性柱の解消を意図した耐震スリットの設置

3）RC 造壁の開口閉塞
4）1 階の第 2 種構造要素となる下階壁抜け柱の解消を意図した RC 増打ち

図‑2622補強軸組図

図‑27（b） 新設鉄骨ガーダーの上下弦材からの客席棟への作用力

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診断結果は、X 方向、Y 方向ともに、木造部材の耐力が不足しているため、応答層間変形角が規定値 1 /15 radを超え、必要性能を満足しないという結果となった。

図‑29 現況平面図

5．3 耐震補強
玄関棟の耐震補強計画は以下の方針とした。

1）車寄せ部大庇及び渡り廊下の屋根葺き土を撤去し
図‑28

接合部要領て重量を軽減する。

2）荒壁パネル（補強土壁パネル）を用いた壁の新設により、耐力要素を増設する（図‑30〜31,写真‑8）。

5．玄関棟の耐震補強設計について
5．1 全体概要

3）耐力要素への水平力伝達を確実にするために、火打ち梁または水平ブレースを設ける（図‑32）。

玄関棟は、創建時は演舞会時に一等客の玄関・待合と4）渡り廊下は玄関棟本体側に地震荷重を伝達させるして使用されていた建築物である。入母屋造に唐破風のが、本館側端部に木質ラーメン架構を新設し、こ車寄せを接続する外観は、創建時の状態を良好に維持しれに廊下の半分の地震荷重を負担させる。
（図‑33）。ている。木造本館とは隣接する渡り廊下で、別館棟とは相の間で接続されている。本館とは渡り廊下の本館側にエキスパンションジョイントを設けて分離し、相の間は撤去する。

5．2 耐震診断
耐震安全性は、参考文献 6）および 7）に従い、限界耐力計算法による精密診断法を用いて判定した。必要耐震性能は、極めて稀に発生する地震動に対する最大応答層間変形角を 1 /15 rad 以下とした。
診断計算に際しては、京都市 Gs マップにより表層地図‑30 補強後平面図

盤による加速度増幅率 Gs を 1.40 とした。全体架構とともに、ゾーニングを行った各架構について地震時の最大応答変形角を算定し、必要耐震性能の有無を評価した。
また、地震時に浮き上がりが発生する柱に接続する壁については、浮き上がり力が 0 となる時点の耐力を上限とした。なお、平成 24 年の改修時に増設されている鋼板パネル付き格子壁については撤去予定のため、耐力壁として扱わないこととした（図‑29）。

図‑31軸組図（Ye6 通り）
23

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6．まとめ
国登録有形文化財に指定されている明治〜大正期の歴史的な木造建築群に対して耐震補強を行った。特に本館は大規模かつ架構も複雑であり、また文化的に価値がある客席内部に耐震補強材を露出させないことが求められたため、補強鉄骨フレームを用いて耐震補強するとともに、鉄骨ガーダーで小屋組みを受け替えることにより、長期に対する小屋組みの安全性・安定性も確保した。
写真‑8 荒壁パネル施工状況

既往の木造耐震補強事例にとらわれない発想が求められたが、大規模木造建物の耐震補強のあり方について新しい方向性を示せたと考える。

【謝辞】

本設計にあたり有益なご助言を戴いた日建設計構造設計グループ田代靖彦氏に感謝の意を表します。

【参考文献】図‑32

陸梁伏図（小屋組み下弦材レベル） （単位：㎜）1）日本建築センター他「限界耐力計算法の計算例とその解説
2001 年版」
2）「エネルギーの釣合いに基づく耐震計算法の技術基準解説及び計算例とその解説」日本建築センター他

3）（財）日本建築防災協会「2001 年改訂版 既存鉄筋コンクリー
ト造建築物の耐震診断基準・同解説」

4）（財）日本建築防災協会「2009 年改訂版 既存鉄骨鉄筋コン
クリート造建築物の耐震診断基準・同解説」

5）（一社）建築研究振興協会「既存建築物の耐震診断・耐震補
強設計マニュアル 2018 年版」
6）（一財）日本建築防災協会「2012 年改訂版 木造住宅の耐震診断と補強方法」
図‑33

渡り廊下伏図 （単位：㎜）限界耐力計算による建物全体および各ゾーンの評価結果を表‑9 に示す。耐震補強計画に対する耐震診断結果

7）京都市都市計画局「京町家の限界耐力計算による耐震設計および耐震診断・耐震改修指針（増訂版）平成 26 年 3 月」（（社）
日本建築構造技術者協会関西支部検証）【執筆者】

は、極稀な地震（震度 6 強程度）において両方向共に層間変形角（柱の傾斜角）が 1 /15 rad 以下で目標耐震性能を満足し、極稀な地震時において損傷を生ずるものの、倒壊する可能性は低いという評価が得られた。
表‑9評価結果
*1

西本 信哉

*2

坂口 裕美

（NISHIMOTO Shinya）（SAKAGUCHI Yumi）

*4

吉岡 伸悟

*5

山形 有紀

（YOSHIOKA Shingo） （YAMAGATA Yuki）

24

*3

笹井 弘雄

（SASAI Hiroo）