HP 曲面を屋根の形状として採用した骨組膜構造の応力解析
218-003

有川 功祐

線形性を考慮した大変形解析理論が必要となる。本論文では

１． はじめに膜材料は、圧縮や曲げの作用には抵抗し得ない材料である

三角形分割法を用いて膜材のヤング係数による弾性剛性、膜ため、建物における屋根面の構造としては、二方向に相反する張力による幾何剛性及び大変形による非線形方程式に基づく曲率を持たせて、各々の方向に張力を入れることによって膜面を安定させる HP 曲面は注目されている。また導入する初解析理論を使用する。大変形による非線形性に対して、以下に示すひずみと変位の非線形関係式で対処する。ε と γ は膜材のひずみ、u,v,w はそれぞれ x～z 方向の変位を示す。

期張力はたて糸、横糸方向の値をなるべく同程度の値を設定するのが望ましい。一方、膜構造において簡単な曲面以外の複𝜀𝑥 =雑な曲面は簡単な式では精度良く膜面の応力を解析すること

𝜀𝑦 =ができないために、有限要素法による解析がよく行われてい

𝜕𝑢
𝜕𝑥
𝜕𝑣
𝜕𝑦
𝜕

1

𝜕

2

𝜕𝑥

1

𝜕

2

𝜕𝑦

1

𝜕

2

𝜕

2

𝜕

2

+ {( 𝑢 ) + ( 𝑣 ) + ( 𝑤) }
𝜕𝑥

2

𝜕

𝜕𝑥

2

𝜕

2

+ {( 𝑢 ) + ( 𝑣 ) + ( 𝑤 ) }
𝜕𝑦

2

𝜕

𝜕𝑦

2

𝜕

（４）

2

𝜀𝑦 = 𝑣 + {( 𝑢 ) + ( 𝑣 ) + ( 𝑤 ) }
𝜕𝑦
2
𝜕𝑦
𝜕𝑦
𝜕𝑦
{

る。
本論文では骨組膜構造の屋根面として四辺固定の HP 曲
面を成す立体膜構造体を使用し、有限要素法による解析を行い、膜応力度の設計式と有限要素法による数値解析の結果と比較し、設計式の妥当性及び精度を検討する。

異方性材料の場合でも応力とひずみの関係は従来｛σ｝=［Ｄ］｛ε｝で示すことが出来るが、応力ひずみマト
リックス［Ｄ］は以下の式で表せる。

文献１についての設計式を以下に示す。以下、等分布荷重で𝐸𝑥
𝐸𝑥 𝑣𝑦 0[𝐸𝑦 𝑣𝑥（５）𝐸0]1−𝑉𝑥 ∙𝑉𝑦00
𝐺
解析で使用する三角形要素について、定ひずみ要素と考える

初期状態でのサグのない場合の式について述べる。定着間距と、変位関数 u,v,w を局所座標の１次関数のみで表せる。し離であるスパン L は本論文の解析モデルの短辺方向寸法

たがって、ひずみと変位の増分関係式として以下の式が得ら

で、通常膜材のたて糸方向となる。計算式は一方向応力で簡れ、係数マトリックス［B］が節点変位｛δ｝に関する線形

略化し、分布荷重 W に対して、短辺(縦糸)方向の応力のみ部分と非線形部分で構成され、非常に煩雑な式で表される。

[𝐷] =２． 既存の設計式

外力を抵抗する。C は風力係数、q は速度圧、L は膜材の1

D{𝜀} = [Ｂ] ｄ{𝛿}（６）

短辺固定間の距離、Et は膜材料の縦糸方向の引張剛性、To

これらの異方性や非線形性の基づく式を用いて、仮想仕事のは初期張力である。膜材が荷重 W を受けて、中央の変位が原理を三角形要素に適用すれば、以下の式の有限要素法非線

δ になった時、理論上では一様となる膜応力 T は以下の形方程式を得ることが出来る。

表の式で算出することができる。

[𝑇]𝑇 ([𝐾𝑔 ] + [𝐾𝑒 ])[𝑇]・𝑑{𝛿} = 𝑑{𝐹}（７）

この式における［Ｔ］座標変換マトリックス、d｛Ｆ｝は全体座標における節点変位と節点外力の増分、［Kg］は幾何剛（１）

性マトリックス、［Ke］は弾性剛性マトリックスとなる。本

文献１で用いられている δ の解として、二次関数を用いた理論文において、この増分方程式にニュートンラフソンを適用

論解が表の式(２)に示され、文献２に示された表の式(３)はし、各ステップにおける節点の不釣り合い力が十分小さくな

三角関数を用いた式である。

るまで繰り返し数値解析を行った。
４．解析モデル
膜材料の HP 曲面に風荷重が作用した場合について応力・変形解析を行う。解析モデルの形状は異方性材料の 3 つのモデ

３．数値解析
膜応力の設計式の精度を検討するために、有限要素法による数値解析を行う。膜構造の膜材面の応力や変形については、材料の異方性に起因する解析上の複雑さに限らず、幾何学的非ルになる。また、隣接する 2 辺の長さの比は短辺方向の長さを基準にして長辺方向の長さを 1.5、2.0、2.5 倍と変化させた。支持条件は外周の全ての 3 軸方向の変位を拘束して内部の点は全て自由とした四辺固定とした。荷重条件は風荷重を想定して、文献 1 でも用いられている鉛直上向き 0.9kN/m²

の等分布荷重に対して解析を行う。膜材料の材料定数についがわかった。また、図５、６、７、８を見るとすべてのモデルては、ヤング係数がたて糸方向が 1744 N/ｍm²、横糸方向がにおいて同じようなグラフの形状を示し、中央部の応力のほ996 N/ｍm²とし、ポアソン比が縦糸 0.66、横糸 0.38 とし、うが全体的に端部の応力より大きいことがわかった。また、最せん断係数が 63.5 N/ｍm²と設定する。初期張力として、縦大解析値と設計式の値の表２を見ると変位には大きな差があ

糸方向、横糸方向共に 10 N/mm²を導入する。要素の分割方ったが、応力の設計式はすべて安全側の値を示していること

法は三角形要素を用いる。

がわかった。

図１ 解析モデルと応力分布モデル

6. まとめ
本論文では非線形有限要素法による数値解析の解析値の応力と変位を既存の設計式で求められる値と比較した。この既存の設計式で求められる設計値は参考文献に記載されているも
図２ので算出したものである。

形状モデル一覧(１) いずれのモデルにおいても設計式は安全側の値を示して

表１．解析モデル一覧

いる。
異方性材料

四辺固定
（比率）

A1（1：1.5）
A2（1：2.0）
A3（1：2.5）(２) すべてのモデルにおいて中央部分の応力は端部の応力より大きい傾向にあることがわかった。

(３) 中央部の応力は X 方向のみ中央部のほうが端部より大きい。

５．解析結果および考察

参考文献

図３、図４を見るとすべてのモデルの短辺方向、長辺方向のグ(１)国土交通省国土技術政策総合研究所：【膜構造の建築物・膜材料等

ラフの形状がほぼ同じであり、全てのモデルの応力の最大解の技術基準及び同解説】 海文堂.2003 年 (2)【膜構造物設計におけ析値を比較すると A3 のモデルにおいて応力の最大解析値をる膜の弾性理論】.1998 年日刊工業新聞社(３)佐藤拓郎：【四辺固定の示した。またすべてのモデルにおいて応力の最大解析値は長二方向曲率を持つ非平面膜の応力計算方法に関する研究】.大阪工業大辺方向で生じているのではなく、短辺方向に生じていること

学 2019 年度卒業論文(林研究室)

大開孔を設けた RC 造基礎梁の構造性能に関する研究
218-008 伊丹谷 圭吾
1．はじめにして，試験体 No.52 では孔位置を端部に寄せた。試験体

基礎梁には人や資材を通すために，大きな開孔（貫通No.53 では端部に寄せるとともに，梁スパンを 2300mm孔）が必要になる。しかしながら，RC 梁に設けることとし，梁曲げ降伏先行の破壊モードとした。また，試験ができる円形開孔の直径は梁せいの 1/3 以下との制約が

体 No.54 では開孔の直径を 420φ（1/1.90）とし，よい大あり，例えば直径 600mm の孔を設けるためには，構造

きな開孔を設けた場合の破壊性状を検討した。

計算の結果にかかわらず 1800mm の梁せいが必要となる。

図-2 に試験体 No.51 の梁断面を，図-3 に形状および配これを合理化し，1/2.5 までの開孔を設けることができる

筋詳細を示す。梁主筋は上下とも 5-D22（SD390）ある

ようにするために，図-1 に示すように梁主筋と結合する

いは 5-D16（SD345，試験体 No.53）とした。一般部のあ斜め補強筋等を配筋して補強した梁の曲げせん断実験を

ばら筋は 2-D6＠60（Pw＝0.30%）とし，これは各試験体実施し，せん断破壊性状等の構造性能を検討した。

共通である。

2．実験計画2.1

試験体は両側に加力用のスタブを有する形状とし，スタブの断面は 500mm×1000mm として，
主筋 5-D22（SD390，

試験体ネジフシ），あばら筋 2-D10＠100 を配筋した。

孔周囲の補強は，図-1 に示すように，斜め補強筋，開2.2

孔際あばら筋，開孔部あばら筋および軸方向補強筋から使用材料

る。斜め補強筋は，端部を 90°フックとして梁主筋に引

表-2 に試験部分に用いた鉄筋の引張試験結果を示す。

っ掛けることに本構法の特徴があり，いずれの試験体もまた，表-3 にコンクリートの材料試験結果を示す。試験

2×3-D6（片側一方向）とし，角度を 60°として配筋した。

体に打設したコンクリートは，粗骨材の最大径 15mm の施工性を考慮して，すべての斜め補強筋を 180°フック付

普通コンクリートである。生コン車は 2 台とし，それぞ

きの重ね継手 150mm（25d）とし，2 分割した。

れ試験体 No.51，52 および No.53，54 に打設した。
2.3

表-1 に試験体の一覧を示す。試験体は 4 体で，開孔の加力方法

直径，位置および梁長さ等を実験変数とした。梁断面は加力はいわゆる大野式加力とし，加力点および支持点

各試験体共通で B×D=350×800mm とし，試験体 No.51 では直径 90φ の丸鋼を用いてピン支点とした（図-3 中のは梁中央に 340φ（1/2.35）の開孔を配置した。これに対△▲印）。加力の支点間距離は 1900mm および 2534mm（No.53）とした。加力は正負繰り返し加力とし，正負の表-1 試験体の一覧

開孔際あばら筋

梁長さ

開孔部あばら筋

梁主筋

(mm)

斜め補強筋

軸方向補強筋

No.51

1600

No.52

1600

No.53

2300

5-D16

No.54

1600

5-D22

5-D22

貫通孔

貫通孔

の直径

の位置

斜め補強筋

開孔部

軸方向

（片側一方向） あばら筋

補強筋

2-D6（7組）

4-D16

2-D6（7組）

5-D13

4-D6（7組）

4-D16

スパン中央

340mm

端部から570mm
端部から550mm

420mm

6-D6
（3本×2列）（重ね継手）

スパン中央

梁断面：350mm×800mm，一般部あばら筋2-D6＠60，開孔際あばら筋2本束ね試験部分（梁）950
一般部あばら筋
2-D6@60(SD249)

1900

950
70 70 40

40 70 70スタブ
主筋5-D22(SD390)

1000
800

100

20
20

スタブ

41 268 41350
斜め補強筋部

100

41 268 41
350
開孔部

20

20 190 20 20 190 20
20 190 20 20 190 20

230

800
340

230

図-1 研究の対象とする開孔補強(No.51)
20 310 20

図-2 梁の断面および配筋詳細（単位；mm）

1300

800

1600

800

1300

図-3 試験体の形状および配筋詳細（No.51，単位；mm）

表-2
呼び名

使用箇所

D22

表-3 コンクリートの材料試験結果

鉄筋の材料試験結果
鋼種

降伏応力度

引張強度

ヤング係数

2

2

E s (N/mm )s y (N/mm ) s u (N/mm )

梁主筋

SD390

416.2

592.1

210400D16

主筋・軸方向筋

SD345

358.7

538.7

193120D13

軸方向補強筋

SD295

331.7

475.0

186640斜め筋・あばら筋

SD295

405.1

508.3

186350

D6

正面

試験体

2

圧縮強度

ヤング係数

2

2

割裂強度
2

s B (N/mm )E c (N/mm )σt (N/mm )

No.51
No.52

28.0

21640

2.63

No.53
No.54

27.9

21420

2.61

・各試験体の加力日前後の3回の試験の平均値

正面

Qb (kN)正面

Qb (kN)正面

Qb (kN)Qb (kN)

700
700▽645.4 kN▽ 592.3 kN
600
600
No.51
No.52
孔周囲終局せん断
孔周囲終局せん断
500
500
340Φ
340Φ
400
400
中央
端部
300
300
200
200
100
100
(a) 試験体No.51(b) 試験体No.52
R (1/1000rad)
R (1/1000rad)
0
0
-100
-100
-40 -30 -20 -10 0 10 20 30 40 50 60 -40 -30 -20 -10 0 10 20 30 40 50 60
-200
-200
-300
-300
-400
-400 孔周囲終局せん断
孔周囲終局せん断
-500
-500
-600
-600
(a) 試験体No.53(b) 試験体No.54
-700
-700
700
700
図-4 ひび割れ状況（部材角 R=5/1000rad 時）
600
600
No.53
No.54
▽ 509.0 kN
500
500
340Φ
420Φ
加力は加力点および支持点の位置を変えることに
孔周囲終局せん断
▽
390.2
kN
400
400
端部
300
300
L=2300梁曲げより行った。
200
200
100
100
R (1/1000rad)
R (1/1000rad)
3．実験結果
0
0
-100
-100
-40
-30
-20
-10
0
10
20
30
40
50
60
-40
-30
-20
-10
0
10
20
30
40 50 60
3.1 ひび割れ発生状況および破壊経過-200 梁曲げ
-200
-300
-300
図-4 に部材角 R=5/1000rad 時におけるひび割れ状-400-400 孔周囲終局せん断
-500
-500
況を示す。試験体 No.51 は梁端部に曲げひび割れが
-600
-600
-700
-700
発生し，引き続き孔周囲せん断ひび割れ発生荷重の図-5 荷重-変位曲線

計算値（Q=120.2kN）とほぼ一致する荷重で孔周囲にせん断ひび割れが発生した。その後，長期許容せん断を，横軸は部材角 R(1/1000rad)を示す。図中に破線で示

荷重時には孔周囲のせん断ひび割れが進展し，開孔上下したラインは終局耐力の計算値である。なお，いずれの部に曲げひび割れおよびせん断ひび割れが発生した。ま試験体も荷重が 0 付近でスリップ型の履歴曲線を示してた，
梁端部に曲げせん断ひび割れも発生した。
部材角 R=5/

いるが，これは加力方法の影響であり，除荷して支点位1000rad 時には孔周囲のせん断ひび割れおよび開孔上下置を変えた際に正荷重時変位から負荷重時変位にいっき

部のせん断ひび割れが進展し，ひび割れ本数も増加した。

に移動したためである。

R=20 /1000rad 時には開孔上下部分のせん断破壊が顕著になった。

孔周囲でせん断破壊した試験体 No.51，No.52 およびNo.54 は R=10/1000rad で最大耐力に達した後急激に荷重これに対して，開孔を端部に寄せた試験体 No.52 のひ低下した。曲げ降伏先行の試験体 No.53 は，R=10/1000rad

び割れ経過は No.51 と同様であり，孔位置の影響は認め

付近で梁主筋が引張降伏した後，R=50/1000rad まで耐力られなかった。また，孔径を大きくした試験体 No.54 は，低下していない。

孔周囲せん断ひび割れ発生荷重の計算値（Q=53.9kN）で最大耐力の計算値は，日本建築学会 RC 規準等に準じはせん断ひび割れは発生せず，長期許容せん断荷重時にて計算し，曲げ耐力および孔周囲せん断耐力の小さい方発生した。その後の破壊経過は No.51 と同様であった。

とした。すべての試験体で計算値より実験値が大きくな

一方，曲げ破壊先行の試験体 No.53 は，孔周囲せん断
ひび割れ発生荷重の計算値（Q=104.1kN）で孔周囲に斜

った。
4．まとめ

めひび割れが発生し，梁端部の曲げひび割れも発生した。

梁せいの 1/2.35 あるいは 1/1.90 の直径の円形孔を有す

長期許容せん断荷重時には開孔上下部分に曲げひび割れ

る梁の曲げせん断実験を行った結果，以下のことがわかが発生した。開孔上下部のせん断ひび割れは R=10/1000

った。

rad 時に発生したが，このひび割れは最終までさほど進展(1)しなかった。最終的には梁端部の曲げひび割れが大きく進展し，孔周囲に大きな損傷は認められなかった。
3.2

荷重-変位関係

図-5 に荷重-変位曲線を示す。縦軸は梁せん断力 Q(kN)

孔周囲でせん断破壊した試験体では，最大耐力の実験値が計算値より大きくなった。
(2)

曲げ降伏先行の梁は，曲げ降伏した後大きな部材角まで耐力低下は生じなかった。
（宮内研究室）大開孔を有する RC 基礎梁の構造性能に関する実験的研究(その 1)実験計画および結果
218-015
1.

江向

俊雄

する。

はじめに
鉄筋コンクリート(以下，RC という)造建物の基礎梁

𝑝𝑝𝑤𝑤𝑤𝑤 =には，設備配管のメンテナンスを行うために人通孔が設うに，600 mm～750 mm を確保する必要がある。一方，
RC 基礎梁に設ける開孔径は，基礎梁せいの 1/3 以下とすることが望ましいとされている

𝑝𝑝𝑤𝑤𝑤𝑤 =𝑛𝑛𝑑𝑑 ⋅ 𝑎𝑎𝑑𝑑 ⋅ √2
𝑏𝑏 ⋅ 𝐶𝐶(1)【記号】a s：C 区間に配筋される孔際補強筋の全断面積，a d：C 区間に対応する開孔補強金物の計算用断面積，n d：開孔補強金物の枚数，b：梁幅，C：C 区間の長さ(図 1 参照)，

けられる。人通孔の孔径は，容易に人や機材が通れるよ

1)

𝑎𝑎𝑠𝑠
，
𝑏𝑏 ⋅ 𝐶𝐶

また，水平補強筋は開孔部の上下に 2 本ずつ配置され。このため，人通孔ている鉄筋であり，閉鎖形の開孔上下補強筋は，最外縁の孔径を 600 mm とする場合，設計から定まる必要断面

主筋と水平補強筋の拘束の役割を有する。

にかかわらず，1800 mm 以上の基礎梁せいを確保する必

実験変数は，開孔径 H0 ，開孔部補強筋比 p wo および開要があり，土工事・躯体工事のコストアップにつながっ

孔位置であり，これらを組み合わせた計 6 体の試験体がている。したがって，既製開孔補強製品を用いて，基礎計画された。表 2 に使用した鉄筋の引張試験結果を示す。

梁せいに対する開孔径の割合を 1/2.5 に緩和し，基礎梁

図 2 に試験体詳細を示す。試験体は，縮尺 1/2.5 を想せいが設計から定まる場合においても，必要とする孔径定した RC 基礎梁である。梁断面は B b×B D = 300×750の人通孔を設けることのできる工法の開発が重要となる。

mm，梁の内法スパン長さは L 0 = 2250 mm(内法スパン比

本研究は，大開孔を有する RC 基礎梁の構造性能につ

L0 / B D = 3.0)とする。

いて実験的に検討する。
2.

実験は，図 3 に示すように，建研式載荷装置に試験体

実験計画を鉛直に設置し，正負漸増繰返し載荷を行う。なお，開表 1 に実験変数，図 1 に開孔部補強筋の詳細を示す。

孔部が偏心していない場合でも，試験体の反曲点位置と開孔部の補強筋は，孔際補強筋，開孔補強金物，開孔上下補強筋および水平補強筋から構成される。孔際補強筋

表2は，開孔周囲の補強に有効な範囲(図 1 の C 区間)に配置

梁主筋
水平補強筋
開孔補強金物あばら筋
孔際補強筋
開孔上下補強筋れる。内リング筋を四角形，外リング筋を八角形とする
開孔補強金物は，梁貫通孔せん断補強材である。開孔部
補強筋比 p wo は，孔際補強筋比 p ws と開孔補強金物比 p wdの和によって表現され，それぞれ(1)式 2) によって定義
表1

試験体

No.10

開孔径
開孔位置

開孔部
補強筋比
p wo

0.84%

D16
D13
S10

降伏点
(N/mm2)
1036
345
904

引張強さ
(N/mm2)
1137
504
1140

ヤング係数
(N/mm2)
1.99×10 5
1.77×10 5
1.93×10 5

D10

375

522

1.84×10 5

種類

されるあばら筋であり，開孔部の左右に集中的に配筋さ

D16：熱処理品 980N/mm2 級を使用
D16，S10 ：降伏点は 0.2%オフセット耐力

実験変数

比較因子
コンクリート
圧縮強度
孔径
開孔
σΒ
p wo
H0
位置
(N/mm2 )
(mm)

37.1

開孔上下 孔際
開孔補強金物 補強筋
補強筋 あばら筋
備考

孔芯 スパン中央
孔径 H0= B D/3

○

No.11
No.12

0.84%
1.04%

37.9
36.2

No.14

1.26%

38.2

No.18

1.26%

36.9

○

孔縁 梁端から 0.9 B D
孔径 H0= B D/2.5

37.7

○

孔縁 梁端から 0.9 B D
孔径 H0= B D/2.5
小開孔径 H1= B D/6
孔間隔 1.5･(H0+H1)

○

○
○
○

○

小開孔
No.19

1.26%

鉄筋の力学的特性

開孔部

孔芯 スパン中央
孔径 H0= B D/2.5

部材形状寸法 B b×B D×L0=300×750×2250
開孔部補強筋比 p wo =p ws+p wd ，p ws：孔際補強筋比，p wd ：開孔補強金物比

C 区間

水平補強筋

C 区間: 孔中心位置と孔中心から 45 度方向に引いた直線が梁 1 段筋の重心と交わる位置との軸方向距離

図1

開孔部の補強

45

10

120
360

120
10

図2

35

95

800

Q2

1935

-0.01

600

図3

-200

建研式載荷装置

0

-400

0.01

0.02

R(rad.)

0

-0.01

-200

ブ回転制御用ジャッキによって上スタブの回転を制御し

300
750
50 92

-400

H0= B D/3
p wo =0.84%
611 kN▼600

574 kN400

せん断耐力式用いて算出した結果を示す。全体的に，変ぼす顕著な影響は見られない。また，R = 0.01 rad.近傍

-0.01

0
-200
-400

おり，開孔部周囲のせん断破壊によって最大荷重が決定-600～1.142 であり，大開孔を有する基礎梁を対象とした場

0.02

615 kN▼600

603 kN

400

R(rad.)

0

-0.01

-200

0

-400

H0= B D/3
p wo =1.04%

0.01

0.02

R(rad.)

H0= B D/2.5
p wo =1.26%-600(d)No.14 試験体
800
646 kN▼600
601 kN400

200

で開孔部周囲のせん断破壊により急激に荷重が低下してされている。最大耐力実験値 / 終局耐力計算値は 1.021

0.01

400

形の増大に伴ってすべり性状が発現する履歴曲線を示し，開孔径，開孔部補強筋比および開孔位置が履歴曲線に及0

B Q(kN)験値，一点鎖線は RC 規準 1)に示される開孔周囲の終局

H0= B D/2.5
p wo =0.84%

-600

200

(c)No.12 試験体
800
642 kN▼600
599 kN

軸は部材変形角 R である。また，図中の▼は最大耐力実0.02(b)No.11 試験体-600

図 4 に履歴曲線を示す。縦軸は部材せん断力 B Q，横524 kN

R(rad.)

800-400

実験結果とその考察

0.01(a)No.10 試験体

-200

ている。

0

800

0

-0.01

400

B Q(kN)

水平力 Q1 の作用線が 125 mm 偏心することから，上スタ

576 kN
▼

600

200

200

3.

45

50

573 kN

4000

B Q(kN)

水平力ジャッキ

800

200

2138

125

Q1

(c)大開孔部(b)大開孔際部

654 kN
▼

-600

試験体

60 65 50 65 60
300

試験体詳細

反力壁

負載荷◀▷正載荷(a)一般部

60 65 50 65 60
300

20パンタグラフ上スタブ
回転制御用ジャッキB Q＝Q 1 +Q 2

60 65 50 65 60
300

4-D10
@90

B Q(kN)120

B Q(kN)

20

35

92 50

50
750

750
95

45

50
4-D10@9065

B Q(kN)

スタブ面

45

(c)

50

(b)

45

(a)

45

L 0 =2250

200
0

0.01

0.02

R(rad.)

H0= B D/2.5
p wo =1.26%

-0.01

0
-200
-400
-600

0

0.01

0.02

R(rad.)

H0= B D/2.5
p wo =1.26%(f)No.19 試験体(e)No.18 試験体

図4

履歴曲線

合でも，文献 1)の評価式によって実験値を概ね安全か
つ精度よく評価できる。
4.

まとめ
大開孔を有する RC 基礎梁の構造性能を検証するための実験計画を示し，履歴曲線に関する実験結果ついて検
討した。

参考文献
1) 日本建築学会：鉄筋コンクリート構造計算基準・同解説，
20102) 村上他：開孔補強金物を用いた大開孔 RC 基礎梁のせん断性状に関する実験的研究(その１ 実験概要)，日本建築学会大会
学術講演梗概集，構造Ⅳ，pp.25-26，2017.8(馬場研究室)大開孔を有する RC 基礎梁の構造性能に関する実験的研究(その 2)実験結果の考察
218-124
1.

はじめに

安福

琉馬

影響を示す。

本研究は，前報(その 1)に引き続き，開孔径，開孔部【開孔径 H0 の影響】

補強筋比（pwo）および開孔位置が鉄筋コンクリート(以No.11 試験体(H0 = 300 mm)の最大耐力実験値 BQmax は,

下，RC という)基礎梁の構造性能に及ぼす影響について

No.10 試験体(H0 = 250 mm)の 0.88 倍程度であり，開孔径検討する。

の増大に伴うコンクリートの有効せん断面積が小さくな

2.

る影響が見られる。また，曲げひび割れ発生後の第二剛実験結果とその考察
図 1 に正載荷時における履歴曲線の包絡線を示す。縦軸は部材せん断力 BQ，横軸は部材変形角 R である。ま性についても，開孔径の増大に伴って小さくなっている。
【開孔部補強筋比 p wo の影響】

た，図 2 および図 3 は，No.14 試験体を代表して，R =No.11 試験体( pwo = 0.84 %)の BQmax は，No.12 試験体

1/200 rad.時の開孔部周囲のひび割れ状況および最終破( pwo = 1.04 %)および No.14 試験体( pwo = 1.26 %)の 0.94

壊状況を示したものである。以下，図 1 より得られた大倍程度である。これは，p wo の増大に伴って開孔部領域の開孔を有する RC 基礎梁の構造性能に及ぼす実験変数のせん断耐力は増大するが，pwo≧1.0 %の範囲ではその効
果が小さくなることを意味し，開孔部周辺のコンクリー

800

BQ(kN)

No.10 (H0 = 250 mm)
No.11 (H0 = 300 mm)

600

トのせん断破壊によって最大耐力が決定されると考えられる。ただし，曲げひび割れ発生後の第二剛性は，pwo≧
1.0 %の範囲において若干ではあるが p wo の増大に伴って高くなっている。

400【開孔位置の影響】
部材中央に大開孔部が位置する No.14 試験体の BQmax

200

は，部材端部側に大開孔部が位置する No.18 試験体のR(rad.)

0.96 倍程度である。また，No.18 試験体と同じ部材端部

0.015

側の大開孔部に加えて小開孔(H1 = 125 mm)を有する

0
0

0.005

0.01

No.19 試験体の荷重－変形関係は，No.18 試験体との差異(a) 開孔径 H0 の影響
800

BQ(kN)

No.11 (pwo = 0.84 % )No.12 (pwo = 1.04 % )No.14 (pwo = 1.26 % )600がほぼ見られない。これらのことから，大開孔部の偏心や小開孔の配置位置が，RC 基礎梁の構造性能に及ぼす影響は小さい。これは，本実験の範囲における大開孔部の偏心距離や小開孔の配置位置では，大開孔部周囲のコ

400

ンクリートの有効せん断面積が変化しないためと考えら
れる。

200

4.
R(rad.)

0
0

0.005

0.01

0.015

BQ(kN)

る(b)接線ひび割れの 2 種類の斜めひび割れに支配され，

No.14
No.18
No.19

600

R = 1/800 rad.時より開孔部領域の内側に生じる(a)45 度
ひび割れと，R = 1/400～1/200 rad.時に開孔部の縁に生じ(b) 開孔部補強筋比 pwo の影響
800

開孔部周囲のひび割れ幅に関する検討
図 2 に示すように，開孔部周囲に生じるひび割れは，(b)接線ひび割れの進展により，図 3 に示す開孔部のせん断破壊に至る。一方，使用性確保の観点より，(a)および(b)の斜めひび割れ幅を制御することが求められる。目400

安とするひび割れ幅の値を「建物外面では 0.2～0.25 mm，
建物内面では 0.3～0.4 mm 以下」 1)とする場合，RC 基礎

200

梁に求められるひび割れ幅の使用性確保を目的とした許R(rad.)

0
0

0.005

0.01

0.015

(c) 開孔位置の影響

図1

履歴曲線の包絡線(正載荷時)

容値は 0.2 mm となる。ただし，本試験体は大開孔径が300 mm であり，実大の基礎梁の開孔径は最大 750 mm であることを考慮すると，試験体の縮尺は 1 / 2.5 程度である。したがって，実大のひび割れ幅 0.2 mm に相当する本

No.10No.10
No.11 600
No.11

400

400

200

200

BQun (kN)

(a)

( b)
(a)45 度ひび割れ

：正載荷

図3

Wr (mm)0：負載荷(b)接線ひび割れ

図2

600

(a)

( b)

0

0.05

開孔部周囲の開孔部周囲のひび

最終破壊状況

割れ状況(No.14 試験体)(No.14 試験体)

0.1

0.15

No.10
No.11

BQun (kN)

Wrd (mm)

0
0

0.05

(a-1)

0.1

0.15

(b-1)

600

No.11
No.11
No.14 600
No.14

400

400

200

200

BQun (kN)

No.11
No.14

BQun (kN)

実験における許容ひび割れ幅は，ひび割れ幅が試験体の縮尺に比例すると仮定し，0.08 mm と想定する。
図 4 は，R = 1/400 および 1/200 rad.時の正載荷時において，除荷時の部材せん断力 BQun と(a)残留平均 45 度ひWr (mm)00

び割れ幅 Wr および(b)残留平均接線ひび割れ幅 Wrd の関係を示したものである。各ひび割れ幅は，図 4(c)に示す
ように，各加力サイクルの最大振幅時の荷重 BQmax 時，
2/3 BQmax 時，1/3 BQmax 時および BQ0 = 0 時の順に，クラッ

0.05

0.1

0.15

(a-2)
(
)
Q
kN
B un

No.14
No.14
No.18
No.18

600

Wrd (mm)

0
0

0.05

0.1

0.15

(b-2)
(
)
Q
kN
B un

No.14
No.18
No.18

600

400

400

200

200

クスケールによって測定している。ひび割れ幅の測定対
象は，各ひび割れが開孔部周囲の各補強筋に達した中で最も大きいひび割れ幅とし，全方向の各計測ひび割れ幅について，最大あるいはそれに最も近い 4 点のひび割れ

Wr (mm)000.05

幅を抽出し，その平均ひび割れ幅を算出する。

0.1

孔周囲の長期許容せん断力 cQAOL の算定値であり，RC 規
準 に基づいて(1)式により求める。
1 − 𝐻⁄ 𝐷+ 0.5 𝑓 (𝑝 − 0.002)

B Qun

𝑝

=𝑝

+𝑝

(1)

0.1

0.15

(b) 接線ひび割れ

B QmaxR = 1/400 rad.

(2/3)BQmax

𝑏⋅ 𝑗

0.05

(b-3)

(a) 45 度ひび割れ

1)

= 𝛼 𝑓

0

(a-3)

また，図中の一点鎖線は，使用性確保を目的とした開

𝑄

0.15

Wrd (mm)0(1/3)BQmax

除荷時

BQ0

≤ 0.006

R = 1/200 rad.

開孔周囲の長期許容せん断力 cQAOL

0.08 mm(縮尺 1 / 2.5 時の 0.2 mm 相当)

W(c) ひび割れ幅の測定と特記事項【記号】：梁のせん断スパン比による割増係数(𝛼 = 4/{𝑀⁄(𝑄 ⋅ 𝑑) +1} かつ 1 ≦ 𝛼 ≦ 2)，cfsL：コンクリートの長期許容せん断応
力度，H：開孔径(mm)，BD：梁せい(mm)，woftL：開孔部補強 筋 用 長 期 許 容 引 張 応 力 度 で ， 鋼 種 に か か わ ら ず 195
N/mm2 とする，pws：孔際補強筋比，pwd：開孔補強金物比，B b：梁幅(mm)，Bj：梁の中心間距離(=(7/8) Bd)，B d：梁の有効せい(mm)

ん断耐力に及ぼす効果は小さくなるが，接線ひび割れの

図4

ひび割れ幅の検討

幅を許容値内に制御するためには，p wo≧1.0 %の開孔部
補強筋の配置が必要になると考えられる。また，No.11 試

以上より，許容ひび割れ幅の範囲外は，除荷時の荷重

験体と比べて開孔補強金物比 pwd の大きい No.12 試験体

BQun が cQAOL 以下の範囲において，図中の破線によってについても，No.11 試験体と同等の接線ひび割れ幅の推示す許容ひび割れ幅が 0.08 mm 以上となる範囲(図中の移を示すことから，接線ひび割れの拡幅を抑制するため

塗潰し領域)として定義される。

には，孔際補強筋比 pws を増加させることが有効である

R = 1/200 rad.時において，(a)45 度ひび割れの幅は，開孔径 H0，開孔部補強筋比 pwo および開孔位置にかかわと考えられる。
5.

まとめらず，許容ひび割れ幅の範囲に収まっている。しかしな

大開孔を有する RC 基礎梁の構造性能において，荷重

がら，(b)接線ひび割れの幅は，他の試験体よりも開孔部－変形関係および開孔部周囲のひび割れ幅の進展に関す補強筋比 p wo が小さい No.11 試験体について，許容ひびる知見を得た。

割れ幅の範囲を超過していることがわかる。これらのこ

参考文献とから，許容ひび割れに最も大きな影響を与える因子は

1) 日本建築学会：鉄筋コンクリート構造計算規準・同解説，2018

pwo であり，pwo≧1.0 %の場合，pwo が開孔部周囲の終局せ(馬場研究室)建築の屋根の有効活用方法に関する研究

218-018
１．研究の目的・社会背景

大野 陸

３．屋根の機能の分類

屋根の上は、人の立ち入り制限をしやすい、都市部で「屋根」は、「建築大辞典」に「建築物の上方に位置し広い屋外空間を確保しやすい、眺望が良いなどの特徴が外部に面して空間を覆うもの。雨・雪や直射日光などかある。これらの特徴を生かして、屋根の上は空調設備、ら人間を守ることが主要な機能となる」とある。一方、変電設備、広告塔、ソーラーパネル、ヘリポートの設置「屋上」は「建築学用語辞典」に「屋根の上。通常は人々場所としてよく利用される。陸屋根部分を広く確保できが出ることのできる陸屋根の部分」、「建築大辞典」ではる場合は遊園地、屋上庭園、屋上緑化、休憩・娯楽・飲「コンクリート造などの建物で、日常そこに出られるよ

食施設、などに利用されている。一方、勾配屋根は人がうになっている陸屋根。屋階ともいう」とある。

常時利用することを想定していないが、勾配を緩くした

屋根の上の有効活用をしていると思われる建築事例をり階段状にしたりすることで、人が上れるようにした屋

103 例収集した結果、上記の定義にあてはまらない屋根根もある（図 1）。また、屋根は「第五の立面」ともいわが見出された。そこで本論では、屋上を屋根の機能の一れるように、建築の外観デザインとしても景観要素としつで「屋根の上にある、人が出入りすることを想定してても重要である。

設計された場所」と再定義する（図 2）。この定義は、陸このように、都市環境、地球環境、都市景観などの諸

屋根か勾配屋根かなどの形態は関係がなく、図 1 の例の問題を解決するために、屋根の上を有効に利用すること

ように屋根勾配が陸屋根の最大勾配である 1/50 を超え

は、建築計画、環境計画、景観計画などにおいて重要なる場合でも、人が出入りすることを想定していれば屋上課題となっている。

に分類する。

本研究は、図 1 のように屋根の上を有効活用した建築の事例を収集・分析し、それらの事例の屋根の機能や効果を読み解くことで、建築の屋根の有効活用を促進することを目的とする。

従来の屋根と屋上の関係

新しい屋根と屋上の関係

図 2 屋根と屋上の関係①UNIQLO PARK［事例 1］②屋根の家［事例 11］

屋根の機能を ①屋上 ②眺望 ③避難・退避場所 ④公園・遊び場 ⑤設備機器設置 ⑥休憩所 ⑦収益 ⑧集客効
果 ⑨緑化 ⑩駐車場 ⑪景観・偽装 ⑫その他 に分類し、表 1 のように整理した。また、各事例を図 3 のようにデータシート化した。
以下では紙面の都合上、⑧集客効果 について説明する。

③Hisao & Hiroko Taki Plaza［事例 7］④近つ飛鳥博物館［事例 102］図1

勾配屋根を屋上として活用している建築

２．研究方法屋根の上を有効活用した建築の事例を、新建築データ
や都市緑化機構の屋上・壁面緑化技術コンクール受賞一覧、Google 検索を用いて、屋根や屋上、緑化などの関連

表 1 屋根の上を有効活用している建築事例（103 例の一部）
事例
番号

建築物名

眺望

UNIQLO PARK 横浜ベイサイド店〇〇

アクロス福岡〇〇〇〇壱岐市立一支国博物館

〇

4
5

3

ふじようちえん〇

PL 学園幼稚園〇

6

タムリン・シティモール

〇

〇

7

Hisao & Hiroko Taki Plaza

〇

〇

8

天と地の家

〇

9

MIYASHITA PARK

〇

避難場所

遊び場

設備機器

〇

休憩所

収益

〇
〇

〇

集客効果

緑化

〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇

ワードを検索し、収集し、各事例の屋根の種類、開放状97

船場センタービル

98

市川市役所 第1庁舎

99

六本木ヒルズレジデンス

況、機能などの項目で分類し、屋根の有効活用方法を探100 シロイヤホテル

偽装

〇
〇

〇

〇

〇

その他

〇

〇

〇

〇

〇
〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇

ターフハウス

駐車場

〇
〇

〇
〇

95 別子銅山記念館
96

る観点で分析する。

屋根の機能
屋上

1
2

〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇
〇

〇

〇

〇

〇

〇

101 新美南吉記念館〇

102 近つ飛鳥博物館
103 天理駅前広場 CoFuFun

〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇

〇

合計

93

66

14

35

56

54

36

69

69

5

22

12

割合

90%

64%

14%

34%

54%

52%

35%

67%

67%

5%

21%

12%

1

UNIQLO PARK 横浜ベイサイド店

建物名称

屋根の種類

所在地

神奈川県横浜市金沢区白帆6-5

主要用途

店舗

設計者

佐藤可士和・藤本壮介建築設計事務所

屋根の開放状況

陸屋根

全面開放

勾配屋根

部分開放

〇 非開放

その他

屋根の設置物

〇

屋根の機能

竣工年月

2020年3月

敷地面積（㎡）

5,159.74

階段〇 屋上

建築面積（㎡）

2,964.04

庭園・植栽〇 避難・退避場所

公園・遊び場

延床面積（㎡）〇 設備機器設置

休憩所

〇

集客効果

〇

5,676.67

遊具

建蔽率（%）

57.44

運動場

容積率（%）

108.82

展望台・休憩所

3/0

ソーラーパネル

階数 地上/地下（階）

収益

〇 緑化
景観・偽装

〇 眺望

〇
〇

駐車場
その他

最高高さ（mm）

18,390ヘリポート

備 考

軒高（mm）

15,130

設備機器

子供の年齢層ごとにエリアを設定し、遊具

主体構造

S造

工作物

を配置している。

屋上率

100%

その他

階段や滑り台などの遊具を組み合わせた屋 根は、公園としても一般開 放されている。
子供も楽しめる家族で訪れやすい商業施設 である。

新建築2020年7月号 pp.46-53

出典

1/2

データシート記載項目［1］建物名称［2］データシート番号［3］所在地［4］主要用途［5］設計者［6］施工年月［7］敷地面積［8］建築面積［9］延床面積［10］建蔽率［11］容積率［12］階数［13］最高高さ［14］軒高［15］主体構造［16］屋
上率［17］階段［18］庭園・植栽［19］
遊具［20］運動場［21］展望台・休憩所［22］ソーラーパネル［23］ヘリポート［24］設備機器［25］工作物［26］その他（16～24 の項目以外）［27］陸屋根［28］勾配屋根［29］その他（26・27 の項目以外）［30］全面開放［31］
部分開放［32］非開放［33］屋上［34］
眺望［35］避難・退避場所［36］公園・遊び場［37］設備機器設置［38］休憩所［39］収益［40］集客効果［41］緑化［42］駐車場［43］景観・偽装［44］その他（33～43 の項目以外）［45］備考［46］コメント［47］出典

いたが、平成 23 年 3 月 25 日付「国住指第 4936 号」において発せられた技術的助言によって、ペントハウスや高架水槽などの水平投影面積と、太陽光発電設備の水平投影面積の合計が、建築面積の 1/8 を超える場合も、ペントハウスや高架水槽などは最高の高さに算入しないことが明確化された。そのため、既に既存建築物のペントハウスや高架水槽などの水平投影面積が建築面積の 1/8近くを占めており、高さ規制に抵触する場合でも太陽光発電設備を設置できるようになった（図 5）。

図 3 データシート［事例 1］［集客効果］
集客効果とは、屋根の上を一般開放し屋上にする体験
型や、屋根の上の設置物を地上から見えるようにする視

図 5 建築設備の高さの取り扱い

覚型で、人を魅了する機能のことである。
UNIQLO PARK 横浜ベイサイド店（図 1 ①）は体験

また、屋上緑化をすることで、容積率を割増できる場型で、地上から上ることができる斜面状の屋根に、階段合がある。しかし、現在屋根の有効活用で容積率の割増や滑り台などの遊具を組み合わせて、公園として一般開がされるのは屋上緑化のみである。

放し、子供も楽しめる家族で訪れやすい商業施設にして５．まとめいる。もりのみやキューズモール BASE（図 4 ①）も体収集した 103 事例の屋根の機能は、①屋上（93 例）

験型で、屋上にランニングトラックやフットサルコート②眺望（66 例）③避難退避場所（14 例）④公園・遊びを設置し、一般開放することで、買い物以外の運動とい場（35 例）⑤設備機器設置（56 例）⑥休憩所（54 例）

う目的でも訪れることができる商業施設にしている。

⑦収益（36 例）⑧集客効果（69 例）⑨緑化（69 例）⑩

南洋堂書店（図 4 ②）は視覚型で、屋上広場にステン

駐車場（5 例）⑪偽装（22 例）⑫その他（12 例）とな

レス鏡面仕上げの屋根を設置することで、内部からは都った。以下に分析結果の一部を示す。

心の風景が、外部からは屋上の気配を映し出すことで、①屋上：全体の約 90％を占めており、屋根の上の有効活

文字のない広告塔として集客効果を生み出している。

用には、人が出入りできるかが重要な要素となっている
ことがわかる。残りの約 10％の多くは、屋根全面をソー
ラーパネルや緑化にしている。
⑨緑化：全体の約 67％を占めている。緑化は全面緑化型、平面芝生型、平面低木型、立体高木型、ビオトープ型、菜園型に分けられる。既存建築物の屋根を緑化する場合
は、積載荷重や防水処理の問題があるが、それらを解決する新たな緑化システムの採用例がみられる。
以上のように、多様な屋根の活用方法が見出されたが、［上］①もりのみやキューズモール BASE
［事例 36］［右］②南洋堂書店［事例 64］

図4

屋上に集客効果がある建築

従来の学術的な「屋根・屋上」の定義にあてはまらない例が見出された。より多様で斬新な屋根の活用方法を、
都市環境、都市景観、地球環境などの諸問題を解決するために促進するには、これらの事例を参照するとともに、

４．屋根の有効活用を促進するうえでの課題とその対策

太陽光発電設備以外での斜線制限や高さ制限の規制緩和

建築法規・制度上の課題に斜線制限や高さ制限などがや法改正などをあわせて行い、屋上緑化以外での容積率ある。
例えば、ペントハウスや高架水槽などの水平投影面積と、太陽光発電設備の水平投影面積の合計が、建築面積の 1/8 を超える場合は、それらを最高の高さに算入しての割増や、屋上緑化や太陽光発電設備の導入以外での補助金や助成金などの補助を受けられるようにすることで、屋根の有効活用が促進されると考えられる。
（吉村研究室）地域の住宅における応モデルの提21 -02

岡佑仁

背景 目的
人が快

と

する

変わる。これは度は季している地域にいえる。 応には『徴がある。この

多動

害の問候変動が原因で

での快

境の

な居住

とは、外

整が

は

1

応モデルは

のオフィスを中心としは少ない 2)。また、

度と外

これらのことから
し、

では、

明変数が

と

地域の住宅における快度に対して影を告を同度の実態を分 すると
う。また、

力の強い

明変数を

は住宅におけるリビングのをいた

たデータから分

を

った。

告

ら

定
で

器を
動

は 2021 年 6のデータが多い分このようなから冬の少ないデータでも快度が変化しているという

が 24℃

の分布傾向

から分かる。
平均
標準偏差
度数

日
快適温度

地域の住宅 7 世帯(大1 世帯)で われた。

いて室内

や室内 対

対

度

については

定

図

度

した。 告

態について対外

では、 告 の合が合う日の

1日

大4回

な回数

した。得られた

告数は 1,199 個だった。

した寒 感の尺度をにを いて、分をった。

を図告するものとで主に利いた全データにおける度を応モデルを図

いた全データにおけるに す。得られた

応モデルは以下の
1088,

Tc 0.424T +15.4 (

2

10 4,

2

快

度が

りであった。

0.001)(1)

0.616,

0.001)(2)が 2.5℃上昇すると1℃上昇することが分かる。また式(2)においても回帰係数の値から、度が応モデルより、外動日平均外が 2.5℃上昇す

1℃上昇することが分かる。これらのの上昇に伴う快明変数はどちらでも変わらない
ちらも外

に、

応モデル

0.65 ,

式(1)より回帰係数の値から、外ると、快のデータ分 から回作成

Tc 0.381T +16.4 (

対

合が合う

す。

応モデルを作成するには、

を

動平均外

を す。またの

快適温度 分布

単変量 適応さは床か庁が公 している

タイミングに可

帰分

の割合が全

境の実

した。図 1 に 定

台データを利のす。

する。

定した。センサーのしてもらうよう依
、室外

度の分布を

度は 24.6℃で、25℃以上 28℃になっているが、

1.0m ±0.1m とし、 射日光の当たらない場所に

外住宅における快を同 実施し、得られ9 日までであり、5 世帯、兵庫 1 世帯、京
では、小型

対

度
数

とアンケートを 10 分

に全

変数である

研究方法

から同年 12

図

体の半分を占めている。夏

実施

常に暑い

快適温度 実態
平均快

数の

7

測定風景

結果 考察

地域における住宅を

実

ともに、 応モデルの図

応度における提3)のような

城の

境の

6 暑い

モデ

応モデルはかなり少ない。
に5 少し暑いである。 応モデル
度を予

はどれも快

によるもので、4 どちらでもない件数のしい。この一定ではない季ており、日 の住宅における提モデルの提3 少し寒い、寒冷による

する

常に寒い

2 寒い

といった

いて室内快

の

寒暑感尺度
寒暑感

候変動が しいため、境を作ることが度をルである。従年、が取り上げられている。

や室内

快

尺

応』
『心

で、冬は低 乾割は屋内で こっている。 や対表応しているからだと応』、『の 候は夏は健康

候によってつが挙げられる 1)。

応』の
日

や地域の

上昇に応じて快いく変化があることが分かった。

度のからとなった。また、ど度がやかに上昇してTc = 0.3805To+ 16.4
R² = 0.6586

快
快適温度[℃]

快適温度[℃]

快

温
度

温
度

年月日

外気温度

図

式

図

快適温度 外気温度 関係

快適温度[℃]

多変

快適温度 日変動と同の快度に対して影めに、ける

化偏回帰係数を
回帰分のを

明変数を抽出するた

めた。
す。この

応モデルを作成する。

2

7 1,

0.712)
度が

(4)

表

度が

明変数の値が回帰係数

切
均外気温〔℃〕〔％〕

準化

22.8487-

0.07430.13550.1244

RH ：室外相対湿 〔％〕0.00900.0374T d：

均外気温〔℃〕

0.06240.1255(室 )〔g/kg〕

1.36101.4374

HR ：重 絶対湿 (室外)〔g/kg〕-0.0699-0.1041

均重 絶対湿 (室外)〔g/kg〕〔clo〕

多変量 適応市の 711(4)の変数に代入し、快をでは式(4)の快い
度

度に差があること 崎の地域差における住境

いがあることが分かる。

式-0.0813-0.1118-1.1269-0.0831

度が 7

地域の住宅

世帯でフィールドの 応モデルにおいて、外度のを実が得られた。
からの上昇に伴う快明変数はどちらでも変わらない

となった。
2.

多変

の

応モデルの

から快

度の変動には地域差が わっている。

度

出

10

中旬の急な下

変動に

3日

快

度より少し

いことが分かる。しかし、その後の快度は、 つの応モデルのどちらともほとんど差がな

では、式(3)の

く、日変動も似たような傾向となっている。

単変

791

の

るまでの

では
1.

出する。図 に快す。式(4)における快既往研究

既往研究 本研究 快適温度 日変動

施し、以下の

30 日の日平均データを式(3)、
度を

既往研究

まとめ

快適温度

3日

℃

年月日

数

-0.9554

大

中旬以

度の値が

るま

上

回帰係数

0.0008：移(1)よりも快

変動に

温
度

図

-0.2724

cl ： 衣中旬の急な下すると、日ごとの快上昇する

C ：CO2〔ppm〕

HR i ：重 絶対湿(2)をに対する 応に

全説明変数 偏回帰係数 標準化偏回帰係数

RH i ：室 相対湿

度が 10

(1)を

の変動幅が大きいものの、ほとんど差 はない。式(4)と既0.6℃上昇することが分かる。

項：移の日平均データを代入した

崎の日平均データを代入した

0.6℃上昇する。また式(4)においても回帰係数の値から全てのと、快(2)とする。式(4)と既往

を

快

(3)

式(3)より、回帰係数の値から、全ての 明変数の値が昇すると、快

(1)、

度を既往

出

りであった。

0.708)

2

7 1,

度を既往

快

とが分かる。つまり、大

によって

出

快

往

の

Tc 0.127T +0.0001C+0.178T d+0.306HRi+14.3(

度の応モデルに大から再度多変Tc 0.264T -0.00005C+0.008RH +0.31 HRi+14.7
(

の快

度を

城 の

に全 明変数にお化偏回帰係数の得られた 応モデルは以下のいて快ことが分かる。しかし 10

力のある

ができない

データを
と

で、式(4)が既往

作成

いた

す。

すると、快

快適温度 移動日平均外気温度 関係

多変量 適応3)を快適温度[℃]

図

比較

応モデルは回帰する。図 に既往

移動日平均外気温度

HR

の

ため、

温
度

T

式

既往研究 適応Tc = 0.4237T m + 15.4
R² = 0.6159

快

式

参 文
1) Michael A Humphreys
応を 慮した快 性の原 、
和・工学会
支 国 学 交会、
和・工学、 83 巻、 6 号、pp.413-419、2008.10.17
2) リジャル H.B. 日 の住宅における 応モデルの提 、日建 学会、 境工学委員会、境 営委員会、 45 回
シンポジウム、pp73-80、2015.10.31-11.1
3)
城かほり
地である 崎 内の住宅における快度と 応モデルに する、日 建 学会 境
文 、
85 巻、 774 号、pp.603-613、2020.8

加熱冷却後における拘束コンクリートの応力度－ひずみ度関係の推定(その 1)試験計画および結果
218-027
1.

金丸

裕哉

気養生を行った。表 1 に使用材料の力学的特性を示す。

はじめに鉄筋コンクリート(以下，RC という)構造物が火災を全供試体とも，コンクリート表面の含水率が 3.0～

受けた場合，RC 柱は軸力保持の観点から，被災後の残存

4.0 %程度(平均値 3.3 %)の平衡状態を確認した後，大型軸耐力を評価することが重要である。しかしながら，加電気炉による加熱試験を実施した。加熱試験は，図 1 に熱冷却後におけるコンクリートの応力度－ひずみ度関係

示すような加熱温度曲線にしたがって，供試体中央部のに関する既往の研究において，横拘束されたコンクリー

内部温度が所定の温度に達するまで加熱を行い，供試体トに関する試験データ数が少なく，加熱冷却後の RC 柱の内部温度を均一にするために最高加熱温度を 30 分間の残存構造性能の評価法が確立されるに至っていない。

保持した後，自然放冷を行った。なお，加熱速度はすべ

本研究は，有限要素(FEM)解析による加熱冷却後におての供試体において 50 ℃ / min とした。図 2 に示すよう

ける RC 柱の残存構造性能の評価において，コンクリーに，加熱試験における内部温度の計測のため，各 T につトの応力度－ひずみ度関係をモデル化するために，帯筋

いて 1 体の供試体中央部に温度計測用の熱電対が配置さにより拘束されたコンクリート(以下，拘束コンクリートれている。また，角柱供試体の側面のみを加熱するためという)の加熱冷却後におけるコンクリートの残存応力に，供試体上下面および非試験区間である供試体側面の度－ひずみ度関係の推定法について検討する。

上下端部 70 mm にグラスウールによる耐火被覆を行う。

2.

試験計画

加熱試験終了後，コンクリートの残存圧縮強度が最も供試体は，コンクリートの呼び強度を Fc21(水セメン

低くなるよう放冷期間を 45～60 日間と想定し，その後，

ト比 W/C = 59 %)とし，経験最高温度 T = 200，400，600

2000 kN 万能試験機によって単調軸圧縮試験を実施した。

および 800 ℃と帯筋比 p w = 0，0.2 %を試験変数とし，各圧縮試験は，残存圧縮強度 ccBF の 1/3 に強度低下するま試験変数とも 2 体の供試体を実施するための 16 体に加で行う。荷重は，下端に設けた 2000 kN のロードセルにえて，各帯筋比に非加熱とする基準供試体 2 体を含む計

よって測定する。軸ひずみ度は，角柱供試体の各側面に18 体が計画された。供試体は断面が 205×205 mm，高さ変位計を設置し，得られた縮み量を載荷板の重心間距離が 500 mm の角柱供試体である。組立帯筋は 2-D6(SD295)

で除して算出した。

を使用し，圧縮試験において，供試体端部の圧壊を防止

3.

加熱試験結果するために，供試体の上下端部 70 mm の区間の帯筋は密図 3 に角柱供試体の加熱試験結果を示す。縦軸は加熱に配筋されている。供試体はコンクリートの打設後，7 日

温度 T，横軸は経過時間 t である。いずれの加熱温度に間の養生を経て脱型し，含水率が平衡状態になるまで空熱電対

使用材料の力学的特性
800

800 ℃

u

600

600 ℃

358

517

400

400 ℃

ヤング係数
cE

圧縮強度

200

200 ℃

引張強さ

y

材料
D6(SD295)
N/mm2
材料
Fc21

600
400
200

B

30.9

図1

600
400
200

0

0
0

12

24 36
t (h)

(a)炉内温度

図3

48

60

0

12

24 36
t (h)

48

60

図2

35
30
25
20
15
10
5
0

T (℃)
: T0
: 200
: 400
: 600
: 800

0

0.5



1

c cF (%)(a) pw = 0(b)供試体中央部温度

角柱供試体の加熱試験結果

大型
電気炉

加熱温度曲線

T (℃)
: 200
: 400
: 600
: 800

800

角柱
供試体

50 ℃/min

0

c

T (℃)

22688
T (℃)
: 200
: 400
: 600
: 800

800

c

cF(N/mm2)

帯
筋

グラス
ウール

cF (N/mm2)

降伏強度

T (℃)

N/mm2

c

表1

図4

1.5

2

加熱試験

35
30
25
20
15
10
5
0

T (℃)
: T0
: 200
: 400
: 600
: 800

0

0.5



1

c cF (%)

1.5

2(b) pw = 0.2%

加熱冷却後における角柱供試体の圧縮試験結果

(a) ccBF / cBpw (%)(b) ccBF / cB

0
0

図5

2

y

200 400 600 800
T (℃)

y

300
200

400
300
200

400
300
200

100

100

100

100

0

0

0

0

0

2500 5000sF ()02500 5000sF ()21: 3 ccBF (N/mm )(a) T = T0

2500 5000sF ()

400
300
200
100
0

0

2500

5000
sF ()02500 5000sF ()22: ccBF (N/mm ) y : 降伏ひずみ度: 23 ccBF (N/mm )(b) T = 200 ℃

図6

0

500

H (mm)

400

y

500

H (mm)

500

H (mm)H (mm)

200

35 35

y

500

H (mm)

500
300

500
360

試験区間

35 35

35 35
120

0

200 400 600 800
T (℃)

コンクリートの応力度－ひずみ度関係を構成する各因子の加熱冷却後の力学特性

400:ゲージ位置

:試験値
:平均値

0.5
0

0

y

500
120

cEF / cE4

200 400 600 800
T (℃)

200 400 600 800
T (℃)

1
:試験値
:平均値

0
0

120

0

0





c cBF / c B

0.5

:試験値
:平均値

0.5

200 400 600 800
T (℃)

6
:試験値
:平均値

0

35 35

cEF / cE



0
0

c

cBF / cB2

200 400 600 800
T (℃)

1

0.2

:試験値
:平均値
:既往の
データ 1)

4



:試験値
:平均値
:既往の
データ 1)0.5c0(c)cEF / cE
1

6
c cBF / c B

cBF / cB1(c) T = 400 ℃(d) T = 600 ℃(e) T = 800 ℃

帯筋の軸ひずみ度分布(pw = 0.2 %)おいても，100 ℃前後において，コンクリート中の水分

800 ℃までほぼ直線的に低下しているのに対して， ccBFが気化するため平衡状態となる傾向がみられた。

は，図 5(b)に示すように，T に伴って放物線状に増大し4.

ている。一方，図 5(c)より，cEF は T に伴って放物線状

圧縮試験結果とその考察
図 4 に加熱冷却後における供試体の残存圧縮応力度とに減少している。帯筋の有無に着目すると，残存圧縮強

残存圧縮ひずみ度の関係を示す。縦軸は残存圧縮応力度度の低下の度合いに帯筋の影響は小さく，残存圧縮強度

c cF，横軸は残存圧縮ひずみ度 c cF である。帯筋の有無に

時ひずみ度の増加度に帯筋の影響があり，残存ヤング係かかわらず，経験最高温度 T の上昇に伴って，ccBF と残数の低下の度合いに帯筋の影響(T≦600:あり，T＞600:小存ヤング係数 cEF は低下し，ccBF は増加する傾向が見らさい)がある。



れる。なお，cEF は，ccBF の 1/3 の点から求まる割線弾

図 6 に帯筋の軸ひずみ度分布を示す。縦軸は供試体底性係数によって定義する。

面からの帯筋位置 H，横軸は帯筋の軸ひずみ度 sF であ

5.

応力度－ひずみ度関係を構築する要素に及ぼす帯筋る。いずれの供試体とも，供試体中央部が凸となる軸ひ比の影響

ずみ度分布を示しており，帯筋による拘束効果が認めら

図 5 は，コンクリートの応力度－ひずみ度関係を構成する因子として，圧縮強度，圧縮強度時ひずみ度および

れる。
6.

まとめ

ヤング係数に着目し，各因子の加熱冷却後の力学的特性

本報は，加熱冷却後における拘束コンクリートの残存を示したものである。縦軸は，残存圧縮強度 ccBF，残存応力度－ひずみ度関係を評価するための試験計画および圧縮強度時ひずみ度 ccBF，および残存ヤング係数 cEF を，

その結果について示し，拘束コンクリートの力学的特性

おのおのシリンダーの圧縮強度 cB ，圧縮強度時ひずみにおよぼす経験最高温度および帯筋比の影響についての

度 cB およびヤング係数 cE で無次元化した値である。横

知見を得た。

軸は経験最高温度 T である。なお，試験データ数が少な
よび残存圧縮強度時ひずみ度 cBF に関する既往の試験デ

参考文献
1) 野上翔太郎他：加熱冷却後における角柱供試体のコンクリート
構成則の推定，日本建築学会大会学術講演梗概集，pp.231-232，
2021.9ータ 1)をあわせて示す。図 5(a)より，ccBF は常温 T0 から(馬場研究室)いことから，帯筋比 pw = 0 の場合の残存圧縮強度 cBF お加熱冷却後における拘束コンクリートの応力度－ひずみ度関係の推定(その 2)残存圧縮応力度－残存圧縮ひずみ度関係の推定
218-021
1.

愛里沙

を重回帰分析することによって求められた ， および 

はじめに
本研究は，前報(その 1)で示された試験結果に基づいの係数を用いて，(4)式によって求められる。

て，帯筋により拘束されたコンクリート(以下，拘束コン−2

𝛼 = 1.50，𝛽 = −1.7 × 10 ，𝛾 = 1.60
なお，以上の記号については，図 1 を参照されたい。

－残存圧縮ひずみ度関係について検討し，その評価を試
みる。

(4)

𝐷 = 𝛼 + 𝛽 ⋅ 𝑐𝜎𝐵 + 𝛾√𝜎𝑟𝑒

クリートという)の加熱冷却後における残存圧縮応力度

2.

奥拘束コンクリートの残存圧縮応力度－残存圧縮ひず

3.

拘束コンクリートの残存圧縮応力度－残存圧縮ひず

み度関係の評価
前報(その 1)の加熱冷却後の圧縮試験より得られた拘み度関係のモデル化
常温 T0 時において，拘束コンクリートの圧縮応力度－

束コンクリートの残存圧縮応力度 ccF－残存圧縮ひずみ

圧縮ひずみ度関係を評価した既往のモデルとして，孫・度 ccF 関係を構成する各因子の特性をまとめると，以下

1)

崎野モデル

がある。孫・崎野モデルは，圧縮強度 ccB ，

圧縮強度時ひずみ度 ccB ，始源剛性 cE0 ，および応力下の通りとなる。

降域の勾配係数 D の 4 要素で構成されている。本研究は，拘束コンクリートの圧縮応力度－圧縮ひずみ度関係てほぼ直線的に減少する。
残存圧縮強度時ひずみ度 ccBF は，T の増大に伴って2)を構成する 4 要素に経験最高温度のパラメータ T を考慮することによって，加熱冷却後における拘束コンクリー

残存圧縮強度 ccBF は，経験最高温度 T の増大に伴っ

1)

放物線状に減少する。
3)

残存ヤング係数 cEF は，T の増大に伴って放物線状

トの残存圧縮応力度－残存圧縮ひずみ度関係の推定を試に減少する。

みる。

以上より，T と ccF－ ccF 関係を構成する各因子の特性

孫・崎野モデルは，Sargin の提案式 2)である(1)式を採および cEF は放物線によって近似し，これらを係数 k0～

用している。
𝑌=は，上述の圧縮試験結果に基づいて，ccBF は直線， ccBF

𝐸𝑋 + (𝐷 − 1)𝑋 2(1)

1 + (𝐸 − 2)𝑋 + 𝐷𝑋 2

𝑋 = 𝑐𝜀𝑐 ⁄ 𝑐𝜀𝑐𝐵 ，

𝑌 = 𝑐𝜎𝑐 ⁄ 𝑐 𝜎𝑐𝐵

k3 によって表現すれば，ccF－ccF 関係を構成する各因子は，(5)～(7)式によって推定される。なお，cB および始表1

𝐸 = 𝑐𝐸0 ⋅ 𝑐𝜀𝑐𝐵 ⁄ 𝑐𝜎𝑐𝐵 ，𝐷 = 𝑓( 𝑐𝜎𝐵 , 𝜎𝑟𝑒 ) > 0
ここで，cE0 はコンクリートの始源剛性である。表 1 に(1)式と常温時の拘束コンクリートのパラメータの関係を示す。
拘束コンクリートの圧縮強度 ccB は，(2)式による。

(1)式のパラメータ
Y

cB
c cB

c

cE0

pw

X

〇
〇
〇
〇

〇
〇

c

E

D

〇
〇
〇
〇

〇

cB：拘束コンクリートの圧縮
強度



c cB ：拘束コンクリートの圧縮

強度時ひずみ度〇c E0 ：始源剛性

pw：帯筋比(2)𝑐 𝜎𝑐𝐵 = 𝑐 𝜎𝐵 + 𝑘𝑒 ⋅ 𝜎𝑟𝑒1
𝑑"𝑠= 𝑐𝜎𝐵 + 𝑘𝑒 ⋅ 𝜌ℎ ⋅ 𝜎ℎ𝑠 ( ) (1 −
)
2
𝐶
2𝐷ℎ

c

C

c

一方，拘束コンクリートは，無拘束コンクリートと比較して，その圧縮強度のみならず圧縮強度時ひずみ度も

c

Dh

c

cB
B

大きくなることから，拘束コンクリートの圧縮強度時ひずみ度 ccB の上昇量も，圧縮強度の場合と同様にシリンs

ダーの圧縮強度時ひずみ度 cB に対する上昇量として，

s

cE0



c B





c c

c cB

(3)式で算定する。
𝑐 𝜀𝑐𝐵
𝑐 𝜀𝐵

={

1 + 4.7(𝐾 − 1)

𝐾 ≤ 1.5

3.35 + 20(𝐾 − 1.5)

𝐾 > 1.5

(3)

𝑐 𝜎𝑐𝐵
𝐾=
𝑐 𝜎𝐵

拘束コンクリートの圧縮応力度－圧縮ひずみ度関係の応力下降域の勾配係数を表す(1)式中の D は，実験結果【記号】cc：コンクリートの圧縮ひずみ度，cc：コンクリートの圧
縮応力度，re：有効側圧因子，ke：拘束係数(=23)，cB：シ
リンダーの圧縮強度，h：帯筋の体積比，hs：コンクリー
トの圧縮強度時の帯筋に生じる実際の引張応力度(帯筋の降伏点hy)，d''，C：それぞれ帯筋の公称直径と有効横支持
長さ，s，Dh：帯筋の間隔および芯々間距離

図1

記号



源剛性 cE0 の評価は，文献 1)による。
(5)𝑐 𝜎𝑐𝐵𝐹 = 𝑘0 ⋅ 𝑐 𝜎𝐵

𝑘0 = −0.001𝑇 + 1.0
𝑐 𝜀𝑐𝐵𝐹 = 𝑘1 ⋅ 𝑐 𝜀𝐵 = 𝑘1 {0.93( 𝑐 𝜎𝐵 )1⁄4× 10−3 }(6)

𝑘1 = (0.004𝑇 2 − 0.6𝑇 + 1000) × 10−3
𝑐 𝐸𝐹 = 𝑘2 ⋅ 𝑐 𝐸0 = (0.008𝑇

2− 18𝑇 + 10000) × 10−4

× ((0.699 + 0.332 × √ 𝑐𝜎𝐵 ) × 104 )受けることから，前述の孫・崎野モデルにおいて，Y，X，
E および D に及ぼす T の影響を考慮する必要がある。
Y(残存圧縮強度 ccBF)に及ぼす T の影響
Y は，ccBF によって決定される。ccBF は，(2)式および加熱による影響を考慮した(5)式を用いて，(8)式により

𝐾=
2)

:推定値

𝑇 > 𝑇0:試験値 cc

0.01

0.02





0

35 c cF
30
25
20
15
10
5
ccF
0
0.02
0

0.01

𝑐 𝜎𝑐𝐵𝐹
𝑐 𝜎𝐵

X(残存圧縮強度時ひずみ度 ccBF)に及ぼす T の影響
X は，ccBF によって決定される。ccBF は，(3)式および推定する。
𝑐 𝜀𝑐𝐵𝐹

1 + 4.7(𝐾 − 1)
𝐾 ≤ 1.5={
𝑘1 ⋅ 𝑐𝜀𝐵3.35 + 20(𝐾 − 1.5)
𝐾 > 1.5
E(ヤング係数上昇率)に及ぼす T の影響

0.01

0.02




35

c cF

30
25
20
15
10
5
0



c cF

0

0.01

0.02

35 c cF
30
25
20
15
10
5
0
0

(d) T = 600 ℃

(9)



c cF

(c) T = 400 ℃(b) T = 200 ℃(8)

加熱による影響を考慮した(6)式を用いて，(9)式により

3)

𝑇 = 𝑇035 c cF
30
25
20
15
10
5
0

推定する。
𝑐 𝜎𝑐𝐵𝐹 = 𝑘0 ⋅ 𝑐 𝜎𝐵 + 𝑘𝑒 ⋅ 𝜎𝑟𝑒𝐸𝑋 + (𝐷 − 1)𝑋2
1 + (𝐸 − 2)𝑋 + 𝐷𝑋2
𝑋 = 𝑐𝜀𝑐 ⁄ 𝑐𝜀𝑐𝐵 ，
𝑌 = 𝑐𝜎𝑐 ⁄ 𝑐𝜎𝑐𝐵 ，
𝐸 = 𝑐 𝐸0 ⋅ 𝑐𝜀𝑐𝐵 ⁄ 𝑐𝜎𝑐𝐵 ，
𝐷 = 𝑓( 𝑐𝜎𝐵 , 𝜎𝑟𝑒 ) > 0
𝑋 = 𝑐𝜀𝑐𝐹 ⁄ 𝑐𝜀𝑐𝐵𝐹 ，
𝑌 = 𝑐𝜎𝑐𝐹 ⁄ 𝑐 𝜎𝑐𝐵𝐹
𝐸 = 𝑐 𝐸𝐹 ⋅ 𝑐𝜀𝑐𝐵𝐹 ⁄ 𝑐𝜎𝑐𝐵𝐹 ，
𝐷 = 𝑓( 𝑐𝜎𝐵𝐹 , 𝜎𝑟𝑒 ) > 0𝑌=(a) T = T0(7)

上記に加えて，応力下降域の勾配が加熱による影響を

1)

35 c c
30
25
20
15
10
5
0
0

図2



c cF

0.01

0.02

(e) T = 800 ℃

試験値と推定値の比較(帯筋比 pw = 0.2 %)E は，始源剛性 cE0，ccBF および ccBF の因子によって見られる。一方，応力下降域の勾配について， 推定値は，決定される。 cEF は，cE0 に本試験結果より得られた残存

T = 600℃で比較的良好に試験値を表現しているものの，ヤング係数の加熱特性を考慮した係数 k2 を用いて， (7)T＜600℃の範囲では，T が小さくなるにつれて試験値を式より求められる。

過小に評価し， T＞600℃の範囲では，逆に試験値を過小4)評価する結果を示している。

D(応力下降域の勾配)に及ぼす影響
拘束コンクリートの応力下降域の勾配係数を表す D は，今後の課題として，試験データをさらに蓄積をすると(4)式に本試験結果より得られた T の影響を表す係数 k3

ともに，応力上昇域については，圧縮強度時ひずみ度 ccBを用いて，(10)式により推定する。

と始源剛性 cE0 の評価方法，応力下降域については，勾𝐷 = 𝑘3 (𝛼 + 𝛽 ⋅ 𝑐𝜎𝐵 + 𝛾 √𝜎𝑟𝑒 )4.

𝑘3 = 1 − 𝑇/1200
試験値と推定式による算定結果の比較(10)

配係数 D を再検討する必要がある。
5.

まとめ既往の研究および前報(その 1)で示した本試験結果に

図 2 は，加熱冷却後における拘束コンクリートの圧縮基づいて，加熱冷却後における拘束コンクリートの残存試験結果と前述の方法によって算定された推定値を比較

圧縮応力度－残存圧縮ひずみ度のモデル化を提案し，試したものである。縦軸は拘束コンクリートの圧縮応力度

験値との比較により今後の課題を得た。

(経験最高温度 T = T0 の場合 cc，T＞T0 の場合 ccF)，横参考文献

軸は拘束コンクリートの圧縮ひずみ度(T=T0 の場合 cc，1) 崎野健治，孫T＞T0 の場合 ccF)である。拘束コンクリートの残存圧縮
応力度－残存圧縮ひずみ度関係の応力上昇域について，推定値は概ね試験値を若干の過大評価を与え，T = 400℃
では ccBF を過小評価している。また，cEF については，Tにかかわらず若干の過大評価を与えており，それに伴って，残存圧縮強度時ひずみ度 ccBF を過小評価する傾向が

玉平：直線型横補強材により拘束されたコンクリートの応力－ひずみ関係，日本建築学会構造系論文集

第 461 号，

95-104，1994 年 7 月
2) Sargin,M.,Ghosh,S.K.and

Handa,V.K.,”EffectsofLateralRein-

forcement upon the Strength and Deformation Properties of Concrete,”
Magagine of Concrete Research, Vol23, June-September 1971, pp.99110(馬場研究室)一方向ネスティングの活用手法に関する基礎研究
218-031
1. 背景・目的
囲な領域で解析を行う必要がある。特に構造格子を扱う場
合に細分化したい箇所で格子分割を増やすと、他の箇所の

解析領域
風速

(x)140m×(y)67m×(z)70m
2.5m/s(基準高さ 10m、α=0.25)

収束判定(速度変動)
格子数10-8 (計算回数 1,500 回)
10,462,122(Δx297 Δy206 Δz171)

格子も細分化されるため計算時間が長くなる。そこで、全表 2 解析ケース

体領域内の局所領域だけを細分化する方法としてネステ析する方法と、全体領域を解いた後に局所領域との境の情報を引継いで局所領域内だけを解析する方法がある。ここ裕哉

表 1 解析条件

屋外の CFD 解析では検討対象建物の周囲を含めた広範

ィングがある。ネスティングには局所領域内外を交互に解

河井

サイズ

格子数

ケース 1(基準) (x)21m×(y)21m×(z)21m 2,671,800(Δx150 Δy146 Δz122)
ケース 2(x)13m×(y)13m×(z)10m 1,742,000(Δx134 Δy130 Δz100)

ケース 3(x)11m×(y)11m×(z)9m

1,128,000(Δx114 Δy110 Δz90)

ケース 4(x)9m×(y)9m×(z)8m

676,800(Δx94 Δy90 Δz80)

スティングは 2 度の解析が必要となる代わりに、2 度目の2.2 解析結果
全体領域とネスティング領域での解析結果を図 2 に示す。

解析では格子数を大幅に削減することが可能である。

ケース 1、2、3、4 では全体領域での解析と比較して流れで、後者を一方向ネスティングと定義する。この一方向ネ

例えば、検討対象建物の開口位置を変更して多数解析す

場に大きな違いは見られない。ネスティング領域は解析対る場合には、検討対象建物よりもある程度大きい局所領域

象建物に対して、ケース 4 の各方向に約 0.15 倍までが限をネスティング領域として設定することで、全体領域での界に近いであろう。また、全体領域での解析では約 65 時

解析を繰り返す必要がなくなり時間短縮が期待できる。し間を要したがネスティングにより格子数が減ることで解かしながら、一方向ネスティングの適用法について系統的

析時間は大幅に低減できた。
ケース 1

全体領域での解析に整理された知見はあまり見られない。
本研究では一方向ネスティングの活用について基礎的知見を得ることを目的とする。CFD 解析には(株)アドバン
スドナレッジ研究所製の FlowDesigner2021 を使用する。
2. 一方向ネスティング用局所領域サイズに関する検討
ネスティング用の局所領域はあまり小さすぎると検討
対象建物前面の逆流域及び背面の後流域を切断することとなり、CFD 解析が収束しない可能性がある。本検討では建物前面及び背面について、どの程度の領域を確保すれば

速度 m/s3

2

1

0
65 時間 25 分 34 秒

解析時間

12 時間 1 分 3 秒

ケース 2

ケース 3

ケース 4

７時間 32 分 31 秒

4 時間 56 分 52 秒

2 時間 31 分 35 秒

全体領域で解析した場合と遜色ない流れ場となるかについて検討する。
2.1 解析概要
はじめに、解析領域にネスティング領域を数ケース用意
して全体領域での解析を行う。基準ケースを(x)21ｍ,(y)21ｍ,(z)21ｍのネスティング領域とし、ネスティング領域での解析が全体領域での解析に比べて結果に違いが見られなければネスティング領域を縮小していく。解析モデルを
図 1、解析条件を表 1、解析ケースを表 2 に示す。
ネスティング領域

図 2 鉛直面風速分布図(中心断面)
3. 通風開口を一方向ネスティング境界とした解析の検討
通風の CFD 解析でネスティング境界を建物の開口位置とすることで、一度全体領域で解析を行えば室内におけるオブジェクトの配置については室内領域のみでの解析が67ｍ可能となり得る。室内の間仕切りや家具配置を様々に変更
解析対象

70ｍ

室内で開口近くに障害物が存在する場合には開口での流

7m
7m

7m

入・流出性状が変わりネスティングが使用できない可能性がある。

2.5m/sz

して解析する際の所要時間を大幅に低減し得る。しかし、本検討では正面風時の風上側・風下側壁面に 1 ヶ所ずつ

y

x

140ｍ

図 1 解析モデル

開口を有する一室空間の建物を対象に、開口面をネスティ
ング境界面とした解析の有効性について検討する。

3.1 解析概要

距離全体領域での解析

室内領域での解析
速度 m/s0.5

図 1 の解析モデルを使用。
解析条件は 2 節と同様(表 1)。
障害物パネルの(厚みなし)を 2 枚開口付近に設置して、「全体領域」、「室内領域(ネスティング領域)のみ」の両方で解2.0ｍ

析を行う。室内領域のみで解析した際の室内気流分布が、▼G.L. ▼F.L.

0

▼F.L.

全体領域で解析した際の結果と同等といえるかについて検証する。障害物パネルについて開口からの距離は 2.0、
1.5、1.0、0.8、0.7、0.5m の 6 通りとする。この際、障害1.5ｍ

物パネルが開口に近づくと抵抗が増して、ネスティング境
界面の気流に影響が生じると考えられる。障害物パネルの距離(図 3(左)参照)に応じた相当開口面積が、パネルなし時での相当開口面積に対してどの程度小さくなると違いが1.0ｍ

出てくるかについて検討する。相当開口面積について、障害物パネルなしでは図 3(右)の①と④、障害物パネルあり
では図 3(右)の①②③④を合成(直列結合)して算出する。流
量係数α=0.65[‐]とする。

0.8ｍ

1m
1m

障害物パネル

5m

②

③

②

③
3

②

3

①

④

0.7ｍ

7m

図 3 解析対象室内モデル
0.5ｍ

3.2 解析結果
全体領域での解析に比べて、室内領域のみの解析では全ケースで解析時間は約 65 時間から約 30 分まで短縮した。

図 4 全体領域と室内領域での風速分布図の比較

開口部とパネルまでの距離、相当開口面積、パネルなし
表 3 相当開口面積
障害物パネル距離2.0ｍ

相当開口面積[㎡]0.4420

基準に対する比率[％]
96

1.5ｍ
1.0ｍ

0.43650.4263

95
93

0.8ｍ
0.7ｍ

0.41900.4141

91
90

0.5ｍ

0.399387

障害物パネルなし

0.4596(基準)100

全体領域での障害物パネルありとした解析とネスティ

平均二乗誤差[m/s]に対するパネルありの相当開口面積の割合を表 3 に示す。

0.009
0.008
0.007
0.006
0.005
0.004
0.003
0.002
0.001
0
0

ング後にパネルを移動させた解析の結果を図 4 に示す。距

1

1.5

2

2.5

開口部と障害物パネルまでの距離[ｍ]離が 2.0、1.5、1.0、0.8ｍではそれぞれの室内の流れ場に大きな違いは見られない。一方、0.7、0.5ｍでは風上側の0.5

図 5 全体領域と室内領域での平均二乗誤差(RMSE)

開口部付近の風速が全体領域での解析よりも大きい。
全体および室内領域での解析について床面から高さ 1ｍ

4. まとめ

毎に平均風速を抽出し、これらの値からに算出した平均

局所領域の解析ではネスティングにより格子数を減ら二乗誤差を開口部とパネルまでの距離毎に示す(図 5)。

すことができるため、解析時間の大幅な短縮につながっ

0.7m から 0.5m にかけて平均二乗誤差が急激に増加してた。室内領域での解析では格子数が、全体領域や局所領いることから、相当開口面積の比率が基準(障害パネルな域での解析に比べて少ないため、より解析時間を短くすし)に対して 90％よりも高ければ、室内領域の解析でも全ることができる。今後、実住宅のようにより複雑な形に体領域での解析と同等の結果を得られると考えられる。

も適用できるか検討を進めていく。
(河野研究室)ArcGIS Pro 及び PLATEAU を用いたシミュレーション用地形・街区の再現手法
218-036

1. 背景・目的

川本 容士

以下の通りである。

近年はBIMの普及に伴い、使い慣れたCADで作成した立1)

Rhinoceros に前節の obj ファイルを取り込む。

体物をそのままシミュレーションに取り込むことが容易と

2)

地形・建物・道路・水面データをそれぞれレイヤー毎なっている。地形・街区の3Dデータについてもシミュレー
ションで活用する具体的な手順を公開することで、シミュに分けて挿入する。
テーパーの基礎となる閉じた曲線(今回は正 16 角形と3)レーションの準備段階に要する時間を大きく低減し得る。

する)を地形・建物データの少し下に作成し、上方に

1)

押し出し、サーフェス面を作成する(図 3)。

既報 では、土地・建物情報をCFD解析と容易に連携させる方法を提案したが、年月が経ち、現在では当時の方法

4)3)のサーフェス面と同形状のメッシュ面を生成する。

で行うことが困難になっている。

5)4)で作成したメッシュ面と、地形データを交差させて本研究では、「地形・街区(建物群)」の新たに2通りの取得方法を提案・公開するとともに、CFD解析等のシミュレ

交差線を作成する。
正 16 角形の内側の中で残したい地形・建物・道路・

6)

水面データ以外を消去する(図 4)。

ーションでの具体的な活用事例について示す。
本研究は、レビ設計室 中川 純氏（東京都市大学 准教

3)で作成したサーフェス面、4)で作成したメッシュ面

7)を消去し、3)で作成した閉じた曲線の半径を 2 倍の大授）との共同研究である。
CFD 解 析 に は 、 ㈱ アド バ ン ス ド ナ レッ ジ 研 究 所製
FlowDesigner2021 を使用する。日射解析には Rhinoceros

きさにする(図 5)。
5)で作成した交差線と、7)で作成した(2 倍の)閉じた

8)

for Grasshopper のプラグインである Ladybug を用いる。

曲線の間にパッチでメッシュ面を作成し補完する(図2. ArcGIS Pro＋CityEngine を用いたシミュレーショ
ン用地形・建物モデルの作成方法の提案

6)。[作成完了]

2.1 地形・建物モデルの取得
基盤地図情報 2)の地形(dem)データと、esri ジャパン製の「詳細・地図データ(有償)」に含まれる、建物・道路・水面データを基に作成する。取り込みの具体的な方法は、以下

図 4 消去後

図 3 サーフェス面作成の通りである。
1) 基盤地図情報で、取得したい地形(dem)データをダウンロードし、建物・道路・水面データと共に、ArcGIS Proに取り込む。
2) ArcGIS Pro でシミュレーションに使う範囲をクリップ

基本長さし(図 1)、地形テクスチャを生成する。
3) ArcGIS Pro から CityEngine に地形(dem)データ、建物・道路・水面データを取り込み、地形を 3D に変換する。
4) CityEngine で建物を階高に沿って立ち上げる(図 2)。
5) CityEngine から obj ファイルで出力する。[取得完了]

2 倍長さ

図 6 完成モデル

図 5 閉じた曲線 2 倍後

2.3 地形・建物モデルを用いたシミュレーション例
建築家 石上 純也氏が徳島県徳島市で設計中の複合ホール周辺における気流性状について CFD 解析で予測する。
風速・風向は気象庁のアメダスデータを基に決定した。解析条件を表 1 に示す。

表１ 解析条件

解析領域

図 1 範囲クリップ

図 2 建物立ち上げ後

2.2 シミュレーション用地形・建物モデルの作成(X)8,000m×(Y)8,000m×(Z)2,000m

ネスティング

4 段階

格子数(4 段階目)

5,929,200 (x:180 y:180 z:183)

収束判定 / 乱流モデル

10-4 / 修正 L-K モデル

Case

風速(高さ 17.8m)

風向時期

Rhinoceros を用いて、CFD 解析にも使用可能なテーパー

14.7m/s (α＝0.25)

南南東(第 1 卓越風向)

5~8 月(中間期)（高さ 0m の水平面と地形の側線を滑らかに補完する面）

23.74m/s (α＝0.25)

西北西(第 1 卓越風向)

12~翌 2 月(冬期)付きの地形・建物モデルを作成する。具体的な作成方法は、

解析領域を図 7、解析結果を図 8 に示す。

Rhinoceros に解析領域とする範囲を四角形の閉じた

1)m/s
第 1 ネスティング曲線で作成し、上に押し出したサーフェス面を作り(図第 3 ネスティング

9)範囲外をトリム消去する(図 10)。
今回は Ladybug で日射解析に適したサーフェスデー

2)
第 2 ネスティング

第 4 ネスティング

タを取得すべく skp ファイルで出力する。[作成完了]

N

提供：(株)石上純也建築設計事務所

図 7 CFD 解析領域

図 8 気流の予測結果例

総合ホール周辺の風速は、地上 1.5m 高さで概ね 0.5～
2.0m/s となった。今後設計の進行に伴い様々なケースを検討し、夏期の通風利用等について検討する予定である。

2.4 提案手法の特徴
1） 建物は平面形状を垂直に立ち上げる立体となる。

図 9 サーフェス面作成後

4.3 地形・建物モデルを用いたシミュレーション例
建築家・中川 純氏が東京都港区白金で設計中の住宅周2） シミュレーションの結果表示で、道路・水面等を明示することが容易である。
3） 地形を立ち上げずに、平面のまま道路・水面等を区分けすることも可能である。
4） データ取得からシミュレーション用地形・建物モデルの作成まで約 40～50 分を要する。
5） ArcGIS Pro＋CityEngine 等のライセンス及び、建辺における気流性状について CFD 解析で予測する。風
速・風向は気象庁のアメダスデータを基に決定した。今後
河井の「一方向ネスティングの活用方法に関する研究」5)で得られた知見を用いて、居室内通風解析を予定するが、その際に必要となる建物周辺気流解析の結果について図 11に示す。
日射解析では、年間の積算日射量を算出する。気象デー

物・道路・水面データ等が有償である。

3. PLATEAU を用いたシミュレーション用地形・建物
モデルの作成方法の提案
3.1 地形・建物モデルの取得方法

図 10 トリム消去後

タは、Ladybug に搭載されている epwmap4)により epw データを取得して使用する。解析結果を図 12 に示す。
m/s

図 11 CFD 解析領域

Project PLATEAU3)は、都市の 3D 都市モデルを整備、推図 12 日射の予測結果例

進するプロジェクトである。国土交通省が主導する 3D 都市
モデルはオープンデータとして公開されており、誰でも使用することができる。本研究で扱う東京 23 区データは、細かい区分毎にファイル分割されているが、他の地域の多く
は、取得時に分割されていないため、ダウンロードや CAD
での展開共に時間がかかる傾向がある。3D 都市モデルデー
タの取得は以下の通りである。
G 空間情報センター→データセット→組織→都市局から取得したい 3D 都市モデルをダウンロードする。ダウンロー
ドファイル内には brid(歩道橋・高速道路等のデータ)・
dem(地形データ)・LOD1(建物データ)・LOD2(建物表示(テクスチャ)データ)がある。[ダウンロード完了]

4.2 シミュレーション用地形・建物モデルの作成
Rhinoceros を用いてシミュレーション用地形・建物モデルを作成する。CFD 解析用のテーパー付きモデルの作成方
法は以下の通りである。
1)

Rhinoceros に brid・dem・LOD1 ファイルを取り込む。

2)

地形データを 1 つに結合し、地形・建物データそれぞれレイヤー毎に分けて挿入する。建物データはグルー
プ化されているが、建物群毎での選択、消去等を可能にすべく、グループ化を spilt で分割する。

3)

3.2 節 3)以降と同様に作業を行う。[作成完了]
なお、日射解析のように、テーパーを必要としない場合の手順は、以下の通りである。

提供：レビ設計室

図 11 気流の予測結果例

提供：レビ設計室

図 12 日射の予測結果例

4.4 本手法の特徴
1） 建物は平面形状と垂直に立ち上げた立体であるが、一部の建物はより細かく再現されている。
2） データ取得から、シミュレーション用地形・建物モデルの作成まで約 20～30 分を要する。
3） 無償であるため誰でも使用する事が可能である。

5．まとめ
ArcGIS Pro＋CityEngine及びPLATEAUを用いたシミュ
レーション用地形・建物モデルの作成方法の提案を行い、各手法の特徴及び、建築設計での活用例を示した。

謝辞
本研究にあたりレビ設計室 中川 純氏（東京都市大学 准教授）、(株)石上純也建築設計事務所 石上 純也氏には多大なるご協力を頂きました。ここに感謝の意を表します。
参考文献
1） 河野良坪, 中川純, 眞下茜 「CFD 解析時における建物周辺地形・周辺街区の再現手法」空気調和・衛生学会大会学術講演論文集 第 10
巻 セッション ID I-65 pp.257-260 2013.9(長野)2） 基盤地図情報 (https://fgd.gsi.go.jp/download/menu.php)
3） Project PLATEAU (https://www.mlit.go.jp/plateau/)4） epwmap データ （https://www.ladybug.tools/epwmap/）
5） 河井裕哉「一方向ネスティングの活用方法に関する研究」 2022 年度
大阪工業大学 工学部 建築学科 卒業研究

(河野研究室)実大 S 造露出柱脚の耐震性能実験(その 1)実験Ⅰ:実験計画および結果
218-038
1.

はじめに

北口

洸大

脚であり，No.1 試験体は負載荷側，No.2 試験体は正載荷

本研究は，一般に鉄骨(以下，S という)構造の柱脚に側の漸増繰返し載荷を行う。一方，No.3 試験体は，No.1，

用いられる角形鋼管柱の露出柱脚を対象として，以下の2 試験体からブレース材を取り除いた試験体であり，正耐震性能について実験的検証を行うものである。

負漸増繰返し載荷を実施する。No.3 試験体を基準として，【実験Ⅰ】露出柱脚に取り付く無偏心ブレースが，アン

正載荷および負載荷されたブレースを有する No.1 およカーボルト降伏型の柱脚接合部の力学性状に及ぼす影響

び No.2 試験体との力学性状，特に，履歴性状およびベーについて検討する。

スプレートの挙動について比較検証する。

【実験Ⅱ】ベースプレート下面の摩擦性状について検討する。

図 2 に試験体の詳細を示す。いずれの試験体も，形状
寸法および断面寸法および配筋は同じである。鉄筋コン

本報は，実験Ⅰについて，実験計画および履歴曲線にクリート(以下，RC という)基礎梁の断面が 700×1400 mm，関する実験結果について述べる。

角形鋼管柱の断面は□-450×450×22 であり，1/1.5～実大2.

の縮尺を想定している。RC 基礎梁の主筋は 1 段筋が 7-実験計画（実験Ⅰ）
実験Ⅰは，実験変数をブレースの有無とした計 3 体のD29 (SD390)，2 段筋が 6-D29 (SD390)であり，あばら筋

試験体が計画された。図 1 に実験変数を示す。No.1 およは D13@200 (SD295)とする。基礎柱部は断面を 890×890

び No.2 試験体は，無偏心ブレースを有する同一の露出柱mm とし，立上り筋は 24-D25 (SD345)，帯筋は 2-D13@100(SD295)が配筋されている。また，アンカーボルトは 8M36 (ISBT40C)， S 柱 は□ -450×450×22(BCR295)，ベースプレートは BPL-40 (SN490B)である。

:正載荷

No.1 および No.2 試験体に設けられるブレース材は，□-:負載荷

250×250×6 (BCR295)とする。表 1 に使用材料の力学的特性を示す。
図 3 にブレース材が取り付いた試験体に関する実験装置を示す。載荷方法は，以下の通りである。
1)(a）No.1，2 試験体

図1

No.1 および No.2 試験体は，ブレース材に一定の圧縮および引張軸方向力 400 kN，および S 柱に一定の圧(b）No.3 試験体

縮軸方向力 1593 kN を負荷した後，ブレース材に負荷

実験変数（実験Ⅰ）された軸方向力の水平成分と同じ方向に水平力を S 柱の柱頭部に漸増繰返し載荷する。

A・主筋：13-D29 (SD390)

・あばら筋：D13@200 (SD295)

・立上り筋：24-D25 (SD345)

・横補強筋：D13@100 (SD295)

・アンカーボルト：8-M36 (ISBT40C)

1,400

1,700

【基礎梁・基礎柱】

700

B

B

・角形鋼管

:□—450×450×22

・ベースプレート:BP—40,670×670
L(b) A-A 断面(BCR295)(SN490B)

3,300
(a)

700

1,400

【S 柱】

【ブレース(No.1，2 試験体)】

A

・断面

試験体

(BCR295)

図2

試験体詳細

890

:□—250×250×6(c)

B-B 断面

立上り筋(SD345)
横補強筋(SD295)
アンカーボルト※(ISBT40C)
ベースプレート※(SN490B)
ブレース ※(BCR295)角形鋼管 ※(BCR295)

D29
D25

降伏点
y (N/mm2)

引張強さu (N/mm 2)

ヤング係数
Es (N/mm 2)

427

608

2.10×105578

1.94×10

5

5

379

D13

359

508

2.03×10

M36

543

825

－

t:40

376

528

－

t:6

357

465

－

t:22

379

465

－

圧縮強度

使用材料

B (N/mm 2)

割裂強度
Ft (N/mm2 )

ヤング係数
Ec (N/mm 2)

コンクリート

35.0－

2.17×104

-400
-600
-800

柱せん断力 CQ (kN)

使用材料の力学的性質

使用材料
梁主筋(SD390)

0-0.04 -0.03 -0.02 -0.01 0-200

柱せん断力 CQ (kN)

表1

800
600
400
200
0
0

層間変形角 R (rad.)0.01 0.02 0.03 0.04
層間変形角 R (rad.):アンカーボルト初期降伏点

定着板位置

(a)

No.1 試験体:負載荷(b)No.2 試験体:正載荷※ミルシートの値を記載
800
600
軸力ジャッキブレース軸力用ジャッキ
載荷トラス
水平ジャッキ柱せん断力 CQ (kN)

400
200

-0.04

-0.03

試験体

-0.02

0
-0.01
0
-200

0.01

0.02

0.03

0.04

:正載荷

-400

:負載荷

-600

:定着板位置:アンカーボルト
初期降伏点

-800
層間変形角 R (rad.)(c) No.3 試験体

図4

履歴曲線およびアンカーボルト引張降伏時のひび
割れ状況

図3

実験装置

小さく，R = ±0.02 rad.以降，顕著なひび割れの進展は観察されなかった。これらのこと，およびアンカーボルト

2)No.3 試験体は，上記 1)と同様の圧縮軸方向力 1593の引張降伏後に大きな剛性低下が生じていることから，

kN を S 柱に負荷した後，S 柱の柱頭部に正負漸増繰返

柱脚の破壊モードは，アンカーボルトの引張降伏が先行し載荷する。

したと考えられる。履歴曲線に着目すると，

3.

履歴性状（実験Ⅰ）

ブレースの有無による履歴性状に大きな相違は見られな

図 4 に各試験体の履歴曲線を示す。縦軸は S 柱の柱頭

いが，基礎柱に生じたひび割れ状況は，ブレースを有す

部に負荷した柱せん断力 CQ，横軸は層間変形角 R である場合，非常に微細ではあるが，ひび割れが多数にわたる。図中の〇印は，アンカーボルトの初期降伏点を示しって生じるのに対して，ブレースがない場合はひび割れている。また，各試験体のアンカーボルト初期降伏時の数が少なくなっている。

基礎柱に生じたひび割れ状況をあわせて示す。ブレース

4.まとめの有無にかかわらず，各試験体とも，最大振幅である R

本報は，S 造露出柱脚に取り付く無偏心ブレースが，= ±0.03 rad.まで荷重の低下は見られない履歴性状を示

アンカーボルト降伏型の柱脚接合部の力学性状に及ぼすした。基礎柱には，R = ±0.015 rad.近傍(No.3 試験体は影響を検証するための耐震性能実験計画および履歴曲線

負載荷時)で，引張側アンカーボルトの定着板位置を起点に関する実験結果について述べた。

とした斜めひび割れが生じたが，いずれもひび割れ幅は(馬場研究室)実大 S 造露出柱脚の耐震性能実験(その 2)実験Ⅰ：実験結果の考察および実験Ⅱ
218-1081.

堀田智志

変形関係に大きな相違は認められないが，R = 0.006 rad.

はじめに
本研究は，前報(その 1)に引き続き，【実験Ⅰ】露出柱～ 0.02 rad.の範囲において，No.2 試験体の剛性が No.3

脚に取り付く無偏心ブレースが，アンカーボルト降伏型

試験体に比べて若干低下している。前報(その 1)で示しの柱脚接合部の力学性状に及ぼす影響，および【実験Ⅱ】

たように，No.1 および No.2 試験体のアンカーボルト初

ベースプレート圧縮軸下面の摩擦性状について実験的に期降伏時のひび割れ性状に大きな相違は見られないこと検討する。

から，ブレースに作用する引張軸方向力がベースプレー

2.

トの挙動に影響を及ぼすことが推察される。

履歴曲線の包絡線およびベースプレートの挙動(実験Ⅰ)

図 2 に各試験体のベースプレートの挙動を示す。縦軸

図 1 に各試験体の履歴曲線の包絡線を示す。縦軸は鉄は柱せん断力 CQ，横軸は同図(a)がベースプレートの回骨(以下，S という)柱の柱頭部に負荷したせん断力 CQ，

転角 BP，同図(b)がベースプレートの水平すべり変位 BP

横軸は層間変形角 R である。ブレースに圧縮軸方向力がを示す。なお，おのおのの算定方法は，同図に示す通り作用する No.1 試験体とブレースのない No.3 試験体を比である。同図(a)より，ブレースに引張軸方向力が作用す較すると，その荷重－変形関係に大きな相違は見られな

る No.2 試験体のベースプレートの回転挙動は，ブレース

い。一方，ブレースに引張軸方向力が作用する No.2 試験のない No.3 試験体に比べて，履歴曲線の包絡線と同様

体と No.3 試験体では，変形初期および大変形時の荷重－に，若干ではあるが，アンカーボルトの初期降伏点近傍
において，回転角の値が大きくなっていることがわかる。
しかしながら，No.1 試験体，および No.2 試験体と No.3
試験体のベースプレートの回転挙動の差は，後述のベー
スプレートのすべり挙動の差に比べて小さいと言える。

柱せん断力 CQ (kN)

一方，同図(b)に示すように，ベースプレートの水平す
No.3 試験体

べり挙動は，No.3 試験体と比較して，No.1 および No.2

No.2 試験体

試験体とも，ブレースに作用する軸方向力の水平成分がベースプレートに入力されるため，ベースプレートのすべり挙動が顕著になっている。しかしながら，No.1 試験
体では，ブレースに作用する圧縮軸方向力の鉛直成分がNo.1 試験体:正載荷

ベースプレート圧縮側下面の摩擦係数を増大させるのに:負載荷

対して，No.2 試験体は，各柱せん断力において，No.3 試
験体の 4 倍以上，No.1 試験体の 2 倍程度のベースプレー

層間変形角 R (rad.)以上より，ブレースに引張軸方向力が作用する載荷側

履歴曲線の包絡線(No.1，2 および 3 試験体)

No.2

No.2

柱せん断力 CQ (kN)

柱せん断力 CQ (kN)

図1

トのすべり変位が確認できる。

No.3
S柱



BP U





l1

BP 1

No.1

BP 2

l2



BP D

BP

(a)

𝐵𝑃𝛿 =

ベースプレートの回転挙動𝐵𝑃𝛿2 + 𝐵𝑃𝛿1

:正載荷

2

:負載荷

𝐵𝑃𝛿𝑈 − 𝐵𝑃 𝛿𝐷
𝐵𝑃𝜃 =

図2

2
𝑙1 + 𝑙2

ベースプレートの挙動

No.3

No.1

BP

(b)

 (mm)

ベースプレートのすべり挙動

1000

700



800

A

柱せん断力 CQ (kN)

B

600

1,400

B



362 kN

400
200
0

-5

-4

-3

-2
-421 kN

-1

-200

0

1

2

3

-400
-600

3,600
(a)

BP

A
：S 柱の柱頭部
水平変位

No.4 試験体-800：ベースプレートのすべり変位 BP

-1000
変位 (mm)

1,400

660

図4

荷重－変形関係(No.4 試験体)

N

𝜇=

CQ

890
(c)

660
(b)

𝐶𝑄

𝑁 + 𝑇1 + 𝑇2

μ ：摩擦係数

B-B 断面図

N ：柱軸力A-A 断面図

CQ ：柱せん断力

図3

No.4 試験体詳細

T1，2：アンカーボルトの引張力
T1 T2

では，引張軸方向力の鉛直成分によってベースプレート

図5

CC ：コンクリートの圧縮力

ベースプレート下面の摩擦係数の算定

圧縮側下面の摩擦抵抗の効果が小さくなり，ベースプレートのすべり性状が大きくなることによって，荷重－変BP(すべり変位)を表す。また，図中の▽は，正載荷およ

形関係の剛性が小さくなったと推察される。

び負載荷時の S 柱の柱頭部の反曲点位置における水平荷3.

重－水平変位関係において，明確なすべりが確認された実験概要(実験Ⅱ)
実験Ⅱでは，実大 S 造露出柱脚のベースプレート圧縮

側下面の摩擦性状について，実験的に検討する。

点とその荷重をあわせて示す。正載荷側では，S 柱の柱
頭部の水平変位は CQ = 362 kN 付近，ベースプレートの実験Ⅰの No.1～3 試験体が中柱を想定しているのに対

水平変位 BPδ は CQ = 362 kN と CQ = 451 kN 付近にすべりして，側柱を想定した No.4 試験体の 1 体を対象として性状が認められる。一方，負載荷側では，S 柱の柱頭部いる。図 3 に No.4 試験体の詳細を示す。RC 基礎梁の断およびベースプレートの水平変位のいずれにおいても，

面は 660×1400 mm，RC 基礎梁の主筋は 1 段筋を 5-D29

CQ = -421 kN 付近からすべり性状が発現している。

(SD390)，2 段筋を 4-D29 (SD390)，および S 柱の反曲点

図 5 にベースプレート圧縮側下面の摩擦係数の算定法

間距離を 650 mm とする以外，断面寸法および配筋詳細を示す。アンカーボルトの引張力は，アンカーボルトには実験Ⅰとすべて同様である。なお，実験時のコンクリ貼付されたひずみゲージから得られた軸ひずみ度から算

2ート強度は 35.0 N/mm であった。

出する。その結果，摩擦係数 μ は，正載荷時で μ = 0.640，

実験装置は，前報(その 1)に示した実験Ⅰと同様であ負載荷時で μ = 0.603 を得た。設計強度の下限値として妥る。実験方法は， S 柱に所定の一定軸方向力 N = 200 kN

当と考えられる文献 1)に示される最大耐力時の μ = 0.4を負荷し，S 柱の柱頭部に基礎接合部が開く方向(以下，に対して，実大を想定した本試験体は，その 1.5 倍程度

正載荷という)および閉じる方向(以下，負載荷という)の値を示した。

へ，順次，水平荷重を単調に加力するものである。

5.

4.

実験結果とその考察(実験Ⅱ)

まとめ
実大の S 造露出柱脚を対象とし，無偏心ブレースがア

図 4 に No.4 試験体の荷重－変位関係を示す。縦軸は S

ンカーボルト降伏型の柱脚接合部の力学性状に及ぼす影

柱の柱頭部に負荷したせん断力 CQ，横軸は変位である。

響，およびベースプレート下面の摩擦性状について実験

図中の実線は S 柱の柱頭部の反曲点位置における水平荷的に検討し，これらに関する知見を得た。

重－水平変位 関係，図中の薄い線は S 柱の柱頭部の反

参考文献
1) 日本建築学会：鋼構造接合部設計指針，2021

曲点位置における水平荷重－ベースプレートの水平変位(馬場研究室)品質工学を用いた木造住宅倒壊解析シミュレーションによる構造要素の感度解析
218040１．はじめに

木山鈴乃

表 1 設定パラメータの一覧表

大地震により被害を受けた建築物では、余震等により倒壊・落下・転倒が発生するかどうかを判定する応急危険度

部材名(断面寸法)
柱アカマツ(105×105mm)
通し柱アカマツ(105×105mm)

パラメータE95-F315

判定が行われる。応急危険度判定は、人命に係る二次被害

横架材アカマツ(105×105mm)を防止するために、応急危険度判定士などが実際に現地に横架材米松(105×300mm)

赴き、目視で行う調査である。しかし、目視調査は、被害

横架材LVL(105×300mm)

140E

土台カラマツ(105×105mm)

E95-F270の程度を詳細に把握することには限度があり、また、時間

横架材カラマツ(90×90mm)

2. 2

E105-F300
E120-F330

部材名

パラメータ

外壁

石膏ボード(準耐力)

室内壁

石膏ボード(大壁)筋かい筋かい45×90mm

床構面

28mm厚の構造用合板(四周N75@150mm以下
根太なし 受材有り@1000mm以下 落し込み)

屋根構面

12mm厚の構造用合板(N50@150mm以下 垂木@500mm以下 転ばし 勾配30度以下)

増分解析がかかるため、なかなか追いついていない。そこで求めら

地盤レベルを固定し、X 方向と Y 方向それぞれに高さ方れるのは、地震後、速やかに被害状況を正確に把握するこ向の荷重分布による加力をして増分解析を行う。X、Y 方とができる新しいシステムである。本研究では、一つ一つ向とも加力速度は 4kN/sec とし、各層の倒壊までの復元力の建物に地震計を設置し、地震観測を行うことが重要であ特性を把握するために、1F に対する 2F の層せん断力の分ると考える。しかし、地震観測を行い、データを得るだけ

布係数を変えながら解析を回した。

では被害度が把握することが出来ないため、シミュレーシ

2. 3

地震応答解析

ョンを行う。本論文では、シミュレーションの精度を向上

対象建物を実際に使用されている部材と同様のパラメさせるための準備段階として、対象建物の特性や耐震要素

ータでモデル化したものを標準モデルとする。また、既往の影響度などの基本データを取得することを目的とする。

研究 1) では、Ｅ-ディフェンスでの実大実験の実験値と地震波は、対象建物に地震計を設置し、地震観測を行うこ

wallstat による解析結果のデータ同化を行い、解析結果からとで得られた数値を用いる。なお、現在観測結果は得られ実験値により近い結果が得られたパラメータ水準の最適ていないため、本研究では過去の地震波データを活用し検解を求めた。その最適解（石膏ボードと筋かいのパラメー討を行う。

タ水準）を標準モデルに適用し、モデル化したものを応用

２．解析方法モデルとする。標準モデルと応用モデルそれぞれで 5 種類

2. 1の観測地震波(神戸海洋気象台、益城、十日町、築館、八戸)

モデル作成

モデルの作成には、大地震時の木造住宅の損傷状況や倒壊過程をシミュレーションし、数値解析を行う木造住宅倒を用いて地震応答解析を行い、結果を比較する。
2. 4

感度解析

壊解析ソフトウェア wallstat を用いる。モデルは、柱・横架標準モデルに BSL 波の 20%、100%を入力し、それぞれ材・筋かい・壁・水平構面によって作成し、それぞれのパの地震波による感度解析を行う。変動パラメータを筋交い

ラメータを対象建物の仕様に設定する。対象の建物は、既と石膏ボードに設定し、幅広いレンジで振ることで、どの存する木造 2 階建ての住宅である。階高は、1 階が 3.14m、

パラメータが地震波に対してよく反応するのかを考察す

2 階が 2.69m であり、建物重量は、1 階が 198.13kN、2 階がる。表 2 に石膏ボードの変動パラメータを、表 3 に筋交い

63.73kN である。解析モデルを図 1 に、設定パラメータのの変動パラメータを示す。また、図 2 にそれぞれの部材の一覧を表 1 に示す。

150％の骨格曲線（点線：100％、実線：150％）を示す。多くのパラメータを変えて解析を回すには時間がかかるた
め、あらゆる組み合わせの計算が通常より短時間で行うことができる JAXA が開発した品質工学ツール JIANT を用いる。

表2

石膏ボードのパラメータ

No. バネの種類
1

解説
第1折れ点の荷重

石膏ボード
第2折れ点の荷重(準耐力)
3
第3折れ点の荷重24

図 1 解析モデル

第1折れ点の荷重

石膏ボード
第2折れ点の荷重(大壁)
6
第3折れ点の荷重5

水準1 水準2 水準3
150%

250%

300%

150%

250%

300%

150%

250%

300%

150%

250%

300%

150%

250%

300%

150%

250%

300%

表 3 筋かいのパラメータ
No. バネの種類
1

解説

3. 3

水準1 水準2 水準3

感度解析

出力した層間変形角の正負の最大値から要因効果図を

第1折れ点の荷重

150%

250%

300%

第2折れ点の荷重

150%

250%

300%

第3折れ点の荷重

150%

250%

300%

のパラメータの各水準がどの程度反応するのかを可視化

4

第4折れ点の荷重

150%

250%

300%

した図であり、グラフの傾きが大きいほど感度が高いこと

5

第1折れ点の荷重

150%

250%

300%

第2折れ点の荷重

150%

250%

300%

を表す。図 5、図 6 に BSL 波 20%と 100％加振時の要因効

第3折れ点の荷重

150%

250%

300%

果図を示す。図 5 より、BSL 波 20％加振時では、どのパラ第3折れ点の荷重

150%

250%

300%

メータにおいても初期剛性時（第 1 折れ点の荷重）によく

2
3

6
7

引張筋かい

圧縮筋かい

8

作成した。要因効果図とは、設定した石膏ボードと筋かい反応している。図 6 より、BSL 波 100％加振時では、石膏ボードは初期剛性時（第 1 折れ点の荷重）から最大耐力時（第 2 折れ点の荷重）に、筋かいは最大耐力時に感度が高いことが分かる。

図 2 150％の骨格曲線（左:石膏ボード、右:筋かい）
３．解析結果と考察
3. 1

増分解析

解析結果からシミュレーション動画を導出した。X 方向に加力した時、層せん断力の分担係数が 1.0～1.2 では 1 層から倒壊し、1.3～2.0 では 2 層から倒壊することが分かった。Y 方向に加力した時、層せん断力の分担係数が 1.0～
1.4 では、1 層から倒壊し、1.5～2.0 では 2 層から倒壊することが分かった。図 3 にモデルの中心点における X 方向の層せん断力－層間変形角関係を示す。

図3

図5

BSL 波 20%加振時の要因効果図

X 方向の層せん断力－層間変形角関係（1F:分布係数 1.0、2F:分布係数 1.3）
3. 2

図 6 BSL 波 100%加振時の要因効果図

地震応答解析

増分解析と同様に、層せん断力－層間変形角関係のグラ

４．まとめ

フを作成した。図 4 に神戸海洋気象台波と十日町波の入力

増分解析より、加力する方向によって、1 層から倒壊す

時のモデルの中心点における X 方向の層せん断力－層間るパターンと 2 層から倒壊するパターンの分担係数が異な変形角関係を示す。図 4 より、どちらの地震波においても、ることが分かった。また、地震応答解析では、どの地震波

層間変形角が安全限界に収まっていることから、耐震性がにおいても層間変形角が安全限界に収まっており、耐震性高いことが分かる。

が高いことが分かった。感度解析では、BSL 波 20％加振時
は、どのパラメータも初期剛性時によく反応しており、BSL
波 100％加振時は、石膏ボードは初期剛性から最大耐力時に、筋かいは最大耐力時に感度が高いことが分かった。
参考文献
1)

図4

X 方向 1F の層せん断力－層間変形角関係（左:神戸海洋気象台波、右:十日町波)

上松千陽他：品質工学を用いた木造住宅倒壊解析シミュレーションのデータ同化手法の検討 その 4、日本
建築学会大会学術講演梗概集、2021 年 9 月（瀧野研究室）中層商業ビルが集中する市街地における地震発生時の避難計画に関する研究
第1報

大阪市北区南森町周辺地区を対象とした昼間時における避難シミュレーションの設定
218-041 久保

はじめに

1.

優季

(共同研究者

218-116 水谷朱里)

対象地域を解析するために本研究では 3D 都市モデルの大都市の地域防災計画においては、災害時の避難計画が作成に、国土交通省が主導する 3D 都市モデルのオープン最重要テーマである。その大都市の市街地は様々な様相をデータ PLATEAU2)を使用した。Rhinoceros(3D CAD)上に展呈している。例えば、新しい高層・超高層ビルが立ち並ぶ

開し、南森町周辺地区を取り出し、MAS 用の 3D 都市モデ

オフィス街、比較的古い中層ビルが集中する商業地、木造ルを再現したものが図 2 である。

建築物が密集する住宅街である。そして、避難計画もそのようなタイプ毎に検討する必要がある。しかし、既往研究

天神橋筋商店街

では木造密集市街地を対象にしたものが多く、中層ビルが大阪天満宮

集中している商業地を対象とした研究は少ない。
本研究では、建築基準法が改訂される以前の(旧耐震の)中層ビルが比較的多く残っているエリアを対象として、地震発生時において想定される被害を考慮したマルチエージェントシミュレーション（Multi-Agent Simulation。以下、MAS と略記する。）を行い、避難場所・避難所の現行計画に対する評価、新たな避難場所の設定を検討する。なお、
火災や津波などの２次災害は考慮していない。図 1 に研究フローを示す。

図 2 南森町周辺地区の 3D 都市モデル
3.

解析条件

3.1. エージェントの設定
第2報

第1報
対象地域の選定

歩行者人数及び歩行者密度を推定するために南森町地区を対象として、2021 年 10 月 22 日(金)9 時から 18 時、23

在宅避難
シミュレーション

新規避難ビルの抽出

日(土)12 時から 18 時に計 6 か所での観察調査を行った。
3Dモデルの作成

避難ビルの設定

図 3 に観察場所と観測機器を示す。観察方法は、三脚にス

避難ビルの設定

マートフォンを取り付けて３時間ごとに動画撮影を行い、避難ビルを考慮したシミュレーション

エージェントの設定

結果の評価

道路閉塞の設定

歩道や商店街等の歩行者人数を測定した。なお、歩行者人
数は健常者と高齢者及び子供(以下老幼とする)、自転車の結果の評価

3 種類に分けて計測した。
避難場所の設定

まとめ4

図 1 研究フロー36

解析対象モデル2.

大阪市北区が提供する街づくりに関する基礎データ(以2下、基礎データとする。)(表 1)から、北区の昼間人口・昼5

夜間人口比率が隣接する地域より高いことがわかる。また、

1

北区の中でも南森町周辺地区は、旧耐震建築物が多く、中層ビルが集中するため、避難計画が重要な地域である。
表1

大阪市の昼夜間人口(一部抜粋)
人口

町丁目名

北

世帯数

昼間人口（推計）

総数

うち

うち

(合算総数)

就業者

通学者●：観察場所

図3
昼夜間人口
比率[%]

区

74,182

123,667

411,133

330,326

21,103

332.5

都

島

区

51,549104,727

101,752

42,009

9,599

97.2

福

島

区

37,51072,48490,062

51,698

6,031

124.3

此

花

区

30,712

66,656

81,83545,167

5,912

122.8

観察場所及び観測機器

観察調査で得られた動画から、解析対象地の歩行者人数を求めた。さらに、歩行者人数を道路面積で除して歩行者密度を算出する。解析対象地域を撮影場所に対応した各エリアに分割し、道路上に出現する避難者の人数を求めた。

表 2 に観察調査の結果を示す。

番号

場所

1
2
3
4
5
6

滝川公園前
どんぐり公園南森町交差点前
幹線道路
天神橋筋商店街１
天神橋筋商店街２

基礎データから、研究対象街区内の旧耐震木造建築物の表2

観察調査結果

道路面積

人数[人]

割合が 8 割を超えていることが分かった。したがって本報
密度[人/㎡][㎡]
健常者 老幼 自転車 健常者
7.8
70
13 0.0078
21.45
36
7
29 0.0328
55.59
181
15
70 0.1508
8.77
95
548 0.0981
32.34
144
17
21 0.1586
42.16
298
47
30 0.2623

老幼 自転車0.0000 0.0144
0.0064 0.0265
0.0125 0.0583
0.0052 0.0496
0.0187 0.0231
0.0414 0.0264

では、木造建築物が全て倒壊した場合の道路閉塞状況を解析した。図 5 に道路閉塞場所を示す。

次に、観察調査の結果と基礎データを用いて、平日 15 時における避難者を推定する。以上から、避難者数は道路上に 2,199 人、建物内に 31,855 人と推定した。
自 由 歩 行 速 度 に お い て 、 健 常 者 は 1.30[m/s],老 幼 は0.70[m/s]とする。なお、避難時に自転車は降りて行動するものとし、健常者と同じ速度で設定する。避難中の歩行速■：閉塞場所度については、速度と群衆密度の関係を表した Fruin（フ図5ルーイン）の式 3)(式 1)を適用する。
(式 1)𝒗 = 𝒗𝟎 − 𝟎. 𝟑𝟒𝟏 × 𝝆(𝑣：歩行速度[m/s], 𝑣0 ：自由歩行速度[m/s], 𝜌：群衆密度[人/㎡])

エージェントの避難ロジックについては Visual studioと Unity(ゲームエンジン)を使用し、作成した。避難ロジ
ックのフローを図 4 に示す。

最
短
経
路
の
取
得

目
的
地
の
取
得

避
難
開
始

避
難
の
可
不
可

目
可能 的

地
到
達

不可能

図4

3.3

道路閉塞場所

避難場所の設定

図 6 に避難場所及び収容人数を示す。避難所の小学校の校舎及び、一時避難場所である小学校のグラウンド、公園については基礎データを基に参考文献 5)から収容人数を算
出する。

避
難
完
了

避難不可能

■：避難場所・避難所

避難ロジック

図 6 避難場所及び避難所の収容人数

避難シミュレーションの基本的なロジックに関しては

4

まとめUnity 内のコンポーネントである NavMeshAgent を用い

本報では MAS を行うための条件設定を参考文献、入手て、エージェントが避難場所までの最短経路で移動する。

できた各種データ及び観察調査の結果から決定した。第 2

最短経路の計算については A*アルゴリズムにより、接続し報では、避難場所として避難ビルを新たに配置し、現行避たノードから最も近いノードを辿って経路選択している。

難計画に対する避難場所の収容人数を分析する。また、在目的地の取得、歩行速度の変化については Visual Studio

宅避難を考慮した場合における現行避難計画で、災害時避により、C#言語を用いてスクリプトを記述し、Unity 上で難所・一時避難場所に加え、新規避難ビルを配置した複数稼働させている。

のケースで MAS を行う。

3.2

5

道路閉塞の設定

基礎データを使用し、ESRI ジャパン(株)製の ArcGIS
Pro を用いて、建物倒壊における道路閉塞の検討を行った。
既往研究 4)から建物倒壊時における瓦礫流出幅を(式 2)で求め、瓦礫流出幅が道路中心線にかかると閉塞判定とする。
既往研究より、パラメータ A は「2」を使用する。
𝒅 = 𝑯/𝑨(d : 瓦礫流出幅[m], H : 建物高さ[m], A : パラメータ)

(式 2)

参考文献

1)https：//www.city.osaka.lg.jp/shimin/page/0000404462.html
2) PLATEAU(https://www.mlit.go.jp/plateau/)3)John J.Fruin (著者) ，長島正充 (訳者)
歩行者の空間＝理論とデザイン＝，鹿島出 版会，東京， 1977
4)亀井千尋、花岡和聖、中谷友樹：震災時の道路閉塞状況からみた文化財の危険度評価-建物の建築年代・建築構造に着目したシミュレーション(GIS-理論と応用 2009,Vol.17,No1,pp.73-82)
5)改訂 都市防災実務ハンドブック 震災に強い都市づくり・地区まちづくりの手引(2005,p69)（河野研究室）中層商業ビルが集中する市街地における地震発生時の避難計画に関する研究
第2報

避難シミュレーションに基づく避難計画の改善提案
218-116水谷

朱里(共同研究者

218-041

久保優季)

当たりの避難面積を 2 ㎡とする。この避難ビルの候補とな

１．研究目的と方法
本研究で対象とする地域の昼間人口は、現在指定されてる建築物を、収容人数が 2,000 人以上、1,500 人以上、1,000

いる災害時避難所・一時避難場所の収容人数を上回るため、人以上の 3 ランクに分け、現在指定されている災害時避難

避難場所が不足している。本報では、第 1 報の条件設定を所・一時避難場所を含めた避難場所で分析を行う。ただし、

もとに、避難場所として避難ビルを新たに配置し、現行避避難圏域は、隣り合う母点間を結ぶ直線に垂直二等分線を難計画に対する避難場所の収容人数の分析・在宅避難を考引き、各母点の最近隣領域を分割する手法であるボロノイ

慮したシミュレーションを行うことを目的とする。

分割で定める。図 1 に避難ビルの候補を示す。

地震発生時の避難者の行動特性ついては、マルチエージェントシミュレーション（Multi-Agent Simulation。以下、MAS と略記する。
）を用いて分析する。MAS では、避難者(エージェント）の種類の組み合わせで複数のパターンを設定し、そのパターン別に実施する。
本報では、ArcGIS Pro を用いて解析条件の設定を行う。
MAS においては、ゲームエンジン Unity を用いる。なお、
解析環境としてパブリッ ククラウドの AmazonElastic
ComputeCloud(ec2)を利用し、本研究では、RAM256[GiB],
c6i.32xlarge インスタンスを用いる。
２．対象地域における新規避難ビルの選定
２.１

図1

現行避難計画に対する避難場所の設定条件

本報では、地震発生時に木造建築物が倒壊した場合に、

２.２

避難ビル候補結果と考察

避難場所の確保が困難な都心市街地において、津波・洪水分析の結果を図 2 に示す。分析の結果、避難場所が不足の災害にかかわらず、避難場所として避難ビルを新たに配している地域が抽出された。幹線道路沿いには、南側の地置し、現行避難計画の分析を行う。解析モデルは、第 1 報

域と比較して避難ビルの候補が多いため、収容人数を超えで作成した 3D 都市モデルを用いる。

る地域は少ないが、南側の地域では収容人数を超える地域

新規避難ビルの設定には、新耐震設計基準（昭和 56 年 6が多く、避難場所が不足している。また、避難ビルの候補

月 1 日以降の建築基準法における耐震基準）を満たし、鉄が少なくなると、避難者が収容人数を超える地域が多くな

筋コンクリート造り（RC）、鉄骨鉄筋コンクリート造りった。これは、各避難場所の収容人数が少なくとも、避難（SRC）又は鉄骨造り（S※軽量鉄骨は除く）で地上 3 階建

場所が多い方が、避難者を分散させることができるため、て相当以上の建築物であることが条件である。その条件を避難者が収容人数を超える地域は少なくなったと考えら

もとに、大阪市北区が提供する街づくりに関する基礎デーれる。

タから建設年代、PLATEAU のデータから構造・用途のデ

また、この問題を解消するため、容積率の緩和などのイータを利用し、ArcGIS Pro を用いて避難ビルの候補となンセンティブを与えることで、建物の共同建て替えを促進

る建築物の特定を行う。各避難ビルの収容人数は、し、避難ビルの候補となる建物を増やすなど、長期的施策

PLATEAU の建物の延床面積データを用いて算出し、一人が有効であると思われる。

図2

分析結果

表1

シミュレーション結果

在宅避難を考慮した
収容人数
1
2
3
4
5
6

滝川公園
西天満小学校
西天満公園
堀川小学校
避難ビル１
避難ビル２

1915
404
350
1345
2179
2834

現行避難計画
人数
時間
収容率
952
9:06
50%
513
11:10
127%
265
3:52
76%
453
8:57
34%

ケース１
人数
838
226
261
420
454

時間
収容率
8:13
44%
5:44
56%
3:31
75%
9:09
31%
7:53
21%

人数
946
417
161
497

シミュレーションの解析条件

ケース3

時間
収容率
9:04
49%
10:51
103%
3:50
46%
9:01
37%

178

３．在宅避難の解析条件と結果
３.１

ケース２

2:28

6%

人数
838
150
158
421
458
178

時間
収容率
9:00
44%
5:34
37%
3:53
45%
8:11
31%
7:53
21%
2:28
6%

ケース 1 では、災害時避難所・一時避難場所のほかに、避難ビル 1 を含めた計 5 か所を避難場所として指定し MAS

地震発生時に木造建築物がすべて倒壊した場合においを行う。ケース 2 では、災害時避難所・一時避難場所のほて、在宅避難を考慮した現行避難計画の MAS を行う。
MAS

かに、避難ビル 2 を含めた計 5 か所を避難場所として指定を行う際に、各避難所の収容人数、エージェントが避難をし MAS を行う。ケース 3 では、避難ビル 1 と避難ビル 2

開始してから全員が避難を完了するまでの経過秒数を結を含めた計 6 か所を避難場所として指定し、MAS を行う。

果として出力する。
解析モデルは、第 1 報で作成した 3D 都市モデルを用いる。避難対象者は、建物内のエージェントにおいては在宅避難とし、道路上に配置されたエージェントは、第 1 報で記述した通り 2,199 人とする。なお、道路上に配置するエージェント・道路閉塞・避難場所の設定においては、第１報で記述した条件設定を利用する。
３.２

結果

解析結果を表 1 に示す。道路上にランダム配置した避難者が、道路閉塞場所に出現した場合を避難不可能とし、木造建築物がすべて倒壊した場合において、避難不可能者は16 人となった。また、西天満小学校の収容人数が 109 人超えるという結果になった。
４．避難ビルを配置した解析条件と結果
４.１

シミュレーションの解析条件

前述の結果から、西天満小学校への避難者が収容人数を超えたため、西天満小学校への避難圏域において避難場所
として避難ビルを新たに配置し、MAS を行う。解析条件は
第 1 報で設定した条件で行う。
西天満小学校への避難圏域の中で、新規避難ビルとして収容人数の多い建物のうち、幹線道路沿いに避難ビル２を、２.２で述べた結果から、避難場所が不足している南側のエリアに避難ビル１を設定する。図 3 に避難場所を示す。

図4４.２

MAS の様子

結果及び考察結果を表 1 に示す。現行避難計画とケース 1 並びにケー
ス 2 とを比較すると、現行避難計画より避難人数は減少しているが、ケース 2 の堀川小学校への避難人数は増加している。これは、避難圏域が拡大したためと考えられる。また、ケース 2 の西天満小学校への避難人数は収容人数を超え、収容率が 100％超えている。以上の結果より、西天満
小学校へ避難する地域において、避難場所が不足している
ことが分かる。
ケース 1 とケース 2 の結果を比較すると、ケース 1 で設定した避難ビル 1 の方が収容人数は多いが、避難者数が少ない。また、西天満小学校と避難ビル 1 の距離と比べて、西天満小学校と避難ビル 2 の距離は近いため、ケース 1 の方が有効であることが分かる。
ケース 3 の結果では、すべての避難場所において、避難
人数が減少し、収容率が 50％以下になった。
５．まとめ
現在指定されている災害時避難所・一時避難場所では、収容人数が不足していることが明らかとなった。また、避難ビルの設定には、避難ビルの位置が重要な要素であり、避難場所の収容人数から検討するだけではなく、MAS を行うことで、より有効な避難ビルを特定することが可能であると分かった。
今後の課題は、建物内の避難者を考慮した MAS で、より精度の高い分析を行うことである。

図3

避難場所

（岡山研究室）建築の再生活用を目的とした減築手法の類型化に関する研究
218-042

庫本 士熊る、もしくは撤去することで床面積を減らす。

１．研究の目的・社会背景

・水平方向への減築手法

建築物を長く使い続けるためには、その建築物への要➁壁面全面後退撤去：壁面のラインを全体的に後退さ求の変化に対応する必要がある。要求の変化への対応策に「増築」や「減築」が存在する。しかし、「減築」は「増せ容積率を減らす。

築」とは違い建築基準法に「減築」という用語はなく、・くりぬき型の減築手法

建築学用語辞典にも掲載されておらず、位置付けが不明➂壁面部分後退撤去：壁面を部分的に後退させる、もしくは撤去する。

確のまま広く行われているのが現状である。
そこで、「減築」に該当しうる事例を収集・分析し減築（２）内部型の減築手法➃分棟化撤去：もともと 1 棟であった建物の中央部をの手法（パターン）、減築の発生要因、減築の選択理由等

減築し、2 棟に分割する手法である。

を明らかにし、それぞれの利点や問題点、関連性等を明➄低層部撤去：1 階部分、もしくは 1 階から数階分くらかにすることを目的とする。

りぬき撤去する手法。
（３）計画型の減築手法

２．減築の事例と手法➅床面撤去：床スラブ、もしくは屋上スラブの一部分

減築は建築基準法上の建築行為に該当しないため、確を撤去する手法。

認申請が不要であるが、それに付随して増築や、大規模の修繕、大規模の模様替えおよび法 87 条の用途変更の➆法解釈上の床面積減少：用途変更によって容積率不伴う工事が発生すると、確認申請が必要になる。よって算入部分が発生または増加することを利用し、床面減築においても、増築と減築が並行または連続して行わの撤去等の実態的な床面積の減少を伴わずに、法解れた結果、最終的に床面積が減る建築行為を「広義の減釈上での床面積を減少させる手法。

築」、増築工事を伴わない、純粋な床面積の減少となる建⑧仮設部分撤去：あらかじめ建築の一部分を減築しや築行為を「狭義の減築」と捉える。そこで、収集した事

すく設計し、時期が来れば部分的に減築する手法。

例を図１のようにデータシート化し、収集した事例と当

高さ方向の
番号

てはまる減築手法を、表 1 に示す。また、事例分析した

建築名称

らに、作成した減築概念図を図２に示す。

くりぬき型の

減築手法

減築手法

確認申請

新築

最新の改修

竣⼯年

1987年

2015年

⽤途

□有り

■無し

□不明

□有り

□無し

■不明

41

改修設計者 ⽔上哲也建築設計事務所

状態
経過年数
建物の
履歴

増築の有無

⽇南市油津商店街 多世代交流モール
宮崎県⽇南市岩崎3-10-6

所在地

減築⼿法

□上層階撤去

□床⾯撤去

分棟化

低層部

床面

法解釈上の

仮設部分

後退撤去

撤去

撤去

撤去

床面積減少

撤去

○

○

○

○

○

2 温泉プラザ山鹿
3 ホテルウェルシーズン浜名湖○○

6 青森県庁舎○

7 セントポルタビル○

8 和束中学校○

9 白井市庁舎○□壁⾯全⾯後退撤去■分棟化撤去

−28年□壁⾯部分後退撤去□仮設部分撤去

集会所

集会所・飲⾷店□低層部撤去□法解釈上の床⾯積減少

S造□耐震性向上□既存不適格状態の解消

地上2階

□規模縮⼩

□違反状態の回避・解消

構造

S造

階数

地上2階

減築理由

延べ⾯積

−㎡

1,101.25㎡■事業費圧縮

□部分保存

敷地⾯積

1390.88㎡

1390.882㎡□公共への協⼒■周囲との関係性の改善

所有者

−

栄光会

■機能性向上□段階的な計画プロセス

減築の背景
かつて、マグロ漁等で栄えた町であり、40年ほど前までは商店街には80店舗以上が並び⼈で溢れかえっていたが、現在では、⼈⼝は当時と⽐較する

1）建築物の名称・（旧称）

⽅
向

○

○

型

⽔

○

の

平

○

減

⽅

○

築

向

○

19 函館国際ホテル○○

22 むさしのエコREゾート○

24 ウェスティン都ホテル京都

27 Ginza Sony Park

竣工年

経過年数

用途

構造

施設として再⽣させた。これによって施設は閉鎖的であったアーケード型商店街に光と⾵を取り込む役⽬を果たし、周辺環境に開いた建築となると店を分棟化することによって、異なる利⽤時間による設備の維持費等の無駄なランニングコストを低減する事が可能になり、運営管理しやすい施設となった。さらに、⼀棟あたりの⾯積を減少させることによって低圧引込みとすることができ、イニシャル・ランニングコスト共に⼤きく軽減して

階数

延べ面積

いることから、このようなコスト削減の⼿法は、⺠間の街づくり会社が施設を持続させていくうえで⼤いに役⽴つことが期待できる。

敷地面積

所有者

4）増築の有無

ぬ

○

○

○
○

○
○

6）改修設計者

改修後外観7）減築方式○8）減築理由型の○○33 有明体操競技場
34 扇屋旅館○

35 北菓楼札幌本館○

36 丸亀競技場○

37 Hama House HAMA1961

○

○

減
築
⼿
法

○
○

38 コイシカワコロン⑧仮設部分撤去

○
○

計
画

○

型

○

41 ⽇南市油津商店街 多世代交流モール

43 ヤマキ第2ビル

○

の

○

減
築

○

44 YKK 丸屋根展示館
45 向ヶ丘第⼀団地 26号棟○

46 向ヶ丘第⼀団地 27号棟○

47 向ヶ丘第⼀団地 28号棟

部○

42 南行徳FROMM

改修前外観

内

○

○

32 香⽉メディカルビル

40 メイフィス⼤曾根ビル

き○39 なかとみロイヤル

5）確認申請○○30 秋田OPA
31 ロック・フィールド 神⼾ヘッドオフィス⑦法解釈上の床⾯積減少

り

○

○

28 御堂ビル
29 笹田学園⑥床⾯撤去

く25 鈴渓南山美術館

市街地活性化事業がスタートし、スーパーマーケットとして建てられた築28年の既存建物を、⽇南市から業務委託されているテナントミックスサ

ともに、切断⾯を引⼾建具＋ガラスとすることで内部と外部を繋ぐ、賑わいにあふれる空間となっている。また、機能が分かれている集会所と飲⾷○

23 千葉⼤学隅田区サテライトキャンパス

3）建物の履歴（新築・現在）⑤低層部撤去法○○

21 中野スポーツ・コミュニティプラザ④分棟化撤去⼿○○

18 ⼤学病院ビラコスモス

26 若鶴⼤正蔵の既存建築物を利⽤し、鉄⾻ラーメン造の建物を⼀部減築して外部空間とすることで建物を2棟に分割し、集会スペースと飲⾷スペースを持つ複合○

15 白井屋ホテルと3分の1程度へと減少し、空き店舗率も6割を超え、シャッター通りとなってしまった。その後、平成24年に内閣総理⼤⾂認定を受け、⽇南市中⼼
ポートマネージャーを中⼼に展開する油津商店街再⽣プロジェクトの主要施設として改修することとなった。15年以上空きテナントであった築28年○

14 松田平田設計本社ビル○③壁⾯部分後退撤去

部○

17 愛農学園農業⾼等学校②壁⾯全⾯後退撤去
外○20 shibuya INCS

2）所在地

さ

○
○

11 マロニエゲート銀座2

16 駒沢テラス①上層階撤去⾼○○

5 倉敷駅ビル

10 長浜市庁舎

データシートの記載項目

減築手法

壁面部分

後退撤去

13 あいち海上の森センター

（旧称）

計画型の

減築手法

壁面全面

撤去

12 東京アクアティクスセンター

建築物の名称

内部型の上層階

4 山梨市庁舎

結果、減築手法・減築理由を以下のように分類した。さ

水平方向の

減築手法

1 テラス沼田

⼿

○

○

法

○

図 2 減築概念図

表１ 減築の事例と手法別分類

9）減築の背景
10）出典
左棟：集会所

出典11）写真・図面類

右棟：飲⾷店

新建築2016年9⽉号pp.98-105

1/ 1

図 1 データシートの一例（［事例 48］多世代交流モール）

減築手法（１）外部型の減築手法

減築理由➀耐震性向上➁既存不適格解消④違反状態の回避・解消⑦公共への協力⑨機能性向上➂規模縮小➄事業費圧縮➅部分保存⑧周囲との関係性の改善⑩段階的な計画プロセス

・高さ方向への減築手法

以上の 8 通りの減築手法、10 通りの減築理由で分類して➀上層階撤去：上層階から下層階に向けて順に撤去すいる。

３．分析結果収集した 47 事例を年代別と用途別に分析した。
年代別分析
1981 年 6 月以前までは旧耐震基準が用いられており、共同住宅では壁面部分後退が多いことから、開放的な空間を作成することも可能であり壁をセットバックさせることで人口減少している世の中に合わせた部屋数への変更や壁面後退によるテラスの創出等に貢献できる。

それ以前の建築物では 29 事例中 21 事例と約 72％の確工場では用途変更するために減築することが多く、そ率で耐震性向上が減築要因で改修され、それに伴い上層のために床面撤去を用いることで無機質な工場に吹き抜

階撤去が多く、1981 年 6 月以降は減少傾向にある。まけ等を創出し空間の機能性を向上させ事務所や庁舎等へた、減築要因は耐震性の向上と共に、既存不適格も旧・の変更が行われることが主な要因と考えられる。

新耐震基準を境に大きな変化が見られた。

以上より、耐震性向上、規模縮小する場合は上層階撤

一方で、仮設部分撤去が、2000 年代以前では 39 事例

去が適しており、また新たな空間の創出には床面撤去や

中 0 事例の 0％であったところ、2000 年代以降は 6 事例

壁面全面後退撤去・低層部撤去が適している可能性が見中 4 事例の約 67％と急激に増加し新たに用いられ出しいだされた。共同住宅と同じように壁面部分後退撤去にたことがわかった。

よるテラスの創出等も事務所に適用できると考えられる。

用途別分析
新築時の用途別にその後施された減築手法を比較・分析した結果、用いられた減築手法に特に特徴が表れた用

４.結論・今後の課題
結論

途は、ホテル・庁舎・商業施設・事務所・共同住宅・工減築事例の分析により、今まで明確に定義されること場であった。ホテルは 5 事例中 4 事例の約 80％の確率でなく、曖昧に用いられてきた「減築」を類型化した。ま

上層階撤去が行われている。また、庁舎は新築時すでにた、8 種類の減築手法と 10 種類の減築要因を見出し、減庁舎だったものに絞ると 2 事例ありどちらにも上層階撤築手法と減築要因の間に密接な関連性があることを明ら去が行われている。さらに、商業施設は上層階撤去・床かにした。

面撤去・壁面全面後退撤去・低層部撤去の 4 つの減築手

従来、減築は後から改善が必要になった場合に対応す法が比較的多く施されている。事務所は 10 事例中 7 事るための手法の一つとして採用されることが一般的であ例の約 70％の確率で床面撤去が行われていて、共同住宅

った。だが現在は、新築の時点から予め減築を見越したは同じく 5 事例中 3 事例の約 60％の確率で壁面部分後退計画事例が増加しつつある。どちらの場合でも建築物の撤去が行われている。最後に、工場は 5 事例中 4 事例の耐用年数は増加するため、持続可能な建築を増やすこと

約 80％の確率で床面撤去が行われているという結果がにつながるが、予め減築が計画されていない場合は、減見いだされた。

築が困難なため解体せざるを得なくなる可能性がある。

ホテルの事例からは、老朽化による耐震性の低下や客安易に解体せず、減築により耐用年数を増加させるた室稼働率低下による規模縮小を要因として選ばれやすい

めには、本論で述べた 8 種類の減築手法の特徴を踏まえのは上層階撤去だと判明した。

たうえで、対象の建築物を解体せず、再生により活用ず

庁舎では避難場所としての耐震性確保より上層階撤
去が用いられやすい。

ることを推進すべきである。具体的には、既存の建築物には、その建築的特徴を踏まえた適切な減築手法を選択

商業施設では、上層階撤去・床面撤去・壁面全面後退すること、新規の新築物に対しては、積極的に将来的な撤去・低層部撤去が比較的多く施されていることから、減築を想定した「計画型の減築手法」を施すことで、解人口減少等による規模への縮小や、老朽化による耐震性体よりも減築が選択される可能性が高まり、結果的としの低下に上層階撤去で対応し、また館内空間の採光計画て持続可能な社会の実現に寄与する可能性が高まると考や通風計画等の機能性の向上のためにも床面撤去をするえられる。

ことで魅力的な空間を作成し集客化を図っていると考え今後の課題られる。また、床面撤去による内部空間の機能性の向上

減築をさらに普及させるためには、減築手法だけではだけでなく商業施設は周辺環境にも多大な繋がりを持つなく、減築部分の減築しやすい材料等の減築手法を構成ことからも外部空間の機能性の向上に伴い壁面を全面的する様々な要素を分析し提案していく必要がある。

に後退させることや低層部を撤去し開放的なエントラン

また、減築事例が 47 事例では十分に分析できない項スを確保することで快適性や災害時の避難において有効目があった。今後は、さらに収集事例を増やすことで減性を高める等の新たな外部空間の作成に貢献している。

築手法をより精緻に類型化し、それらを組み合わせた新事務所では、内部空間の快適化や階高の確保による快しい減築手法を提案することで、より実践的な知見が得

適化等の長時間働き利用することに起因した目的で床面られ、結果として持続可能な社会に寄与しうるであろう。

を撤去が選ばれやすいと明らかになった。

（吉村研究室）柱梁接合部内に機械式継手を有する十字形部分架構の構造性能に関する研究
218-043 小谷
1．はじめに真衣香

試験体のコンクリートは平打ちとした。
2.2

RC 造プレキャスト構法において，梁主筋の機械式継使用材料

手を柱梁接合部に配置することがある。本研究は，写真

表-2 に鉄筋の引張試験結果を示す。柱，梁とも主筋に-1 に示すネジフシ鉄筋用の機械式継手を柱梁接合部内には D19（SD490，ネジフシ）を，せん断補強筋には D10有する十字形部分架構の実験結果について報告する。な（685 級）を用いた。表-3 にコンクリートの材料試験結お，使用する機械式継手の長さ（D19 用）は，ねじ込ま果を示す。試験体には粗骨材 15mm の普通コンクリート

れて一体化された状態で 136mm，外径はφ36mm である。

を打設した。

2．実験計画

2.3

2. 1

試験体

加力方法

加力は，柱の上下端をピン支持し，柱に一定の圧縮軸

表-1 に試験体の一覧を示す。試験体は 5 体で，コンク

力 Nc=ɴ×B×D×σB（加力装置の制約により，Fc30 シリ

リート強度，継手の有無および継手の位置を実験変数とーズではɴ=0.2，Fc60 シリーズではɴ=0.15）を載荷しした。継手の位置（中央，両側）は，梁主筋が X 方向おた後，梁先端に正負繰り返しのせん断力を載荷した。変

よび直交 Y 方向に交差する場合を想定したものである。

位計測は，柱上下のピンに取り付けた測定フレームを用2

コンクリート強度は 30 および 60 N/mm の 2 水準とした。

いて梁先端の変位を測定し，十字形部分架構の層間変位
角 R を繰り返し載荷に対する制御変位とした。

図-1 に試験体の形状を，図-2 に断面詳細を示す。試験端のピン間距離を L=3m，柱先端のピン間距離は H=2m

20050

体は柱梁接合部を含む十字形部分架構の形状とし，梁先梁断面は 250mm×380mm，柱断面の幅は 350mm とし，

750

柱断面
Fc30シリーズ：350×450
Fc60シリーズ：350×400

とした。

2000

これは加力装置の制約の中で最大の大きさとなるように計画したものである。これに合わせて，梁主筋および柱750

主筋は D19（SD490）とした。
引張主筋は 3-D19，柱せいは 450mm とし，これは柱梁接

200
50

梁断面
Fc30シリーズ：250×380
Fc60シリーズ：250×380

コンクリート強度 Fc=30N/mm2 シリーズ試験体の梁の合部内を通し配筋した梁主筋の付着応力度の検討により決めた。また，Fc=60N/mm2 シリーズ試験体の梁の引張

200

1300

主筋は 5-D19（2 段配筋）
，柱せいは 400mm とし，これコンクリート強度

柱梁

中央No.60-3

1260 kN (0.15σB)
両側

継手なし

両側

断面

350×450

350×400

主筋

12-D19（SD490ネジフシ）

12-D19（SD490ネジフシ）

帯筋

2-D10＠80（685級）

2-D10＠80（685級）

断面

250×380

250×380

引張主筋

3-D19（SD490ネジフシ）

5-D19（SD490ネジフシ）

引張鉄筋比

Pt＝1.028％

Pt＝1.846％

実験値 (kN)

2-D10＠100（685級）
174.4

計算値 (kN)
実/計

176.6

1.08

柱断面（Fc30）

45 80 80 45 45 80 80 45
250

250

Fc30

Fc60

梁断面

図-2 試験体の断面詳細（単位；mm）

2-D10＠80（685級）
176.2

271.0

163.8
1.06

45 85 90 85 45
350

272.8
248.6

1.08

1.09

1.10

380

No.60-1

60 N/mm2

945 kN (0.2σB)
継手なし

あばら筋
終
局
耐
力

No.30-3

30 N/mm2

柱軸力
継手位置

No.30-2（単位；mm）

450

表-1 試験体の一覧
No.30-1

200

4560 170 60 45

図-1 試験体の形状
45 100 160 100 45は柱梁接合部のせん断耐力の検討により決めた。

試験体

1300
3000

写真-1 対象とする機械式継手（D19）Qc (kN)

Fc=30

Qc (kN)

300
300 計算値
計算値
Fc=60
60-3両側250
250
30-3両側200
200
30-2中央降伏応力度 引張強度 ヤング係数
15015060-1なし
鉄筋
2
2
2
100
100
s y (N/mm ) s u (N/mm ) E s (N/mm )30-1なし50
50
R (1/1000rad)
R (1/1000rad)
D10
744.6
909.6
194050
0
0
D19
536.3
743.8
196220-10 0 10 20 30 40 50 60 70-60 -50 -40 -30 -20 -50-10 0 10 20 30 40 50 60 70 -60 -50 -40 -30 -20 -50
-100
-100
-150
-150
表-3 コンクリートの材料試験結果
-200
-200
ヤング係数
割裂強度
設計基準強度 圧縮強度
-250
-250
2
2
2
2
-300
s B (N/mm ) E c (N/mm ) s t (N/mm )Fc(N/mm )
-300
30
29.0
21430
2.56
(a) Fc30 シリーズ(b) Fc60 シリーズ
60
57.2
26920
4.02

表-2 鉄筋の引張試験結果

図-4 荷重－変位曲線および包絡線0.6

ひび割れ幅 [mm]0.5
南面

試験体 30-1

0.4

南面

試験体 30-2（中央） 試験体 30-3（両側）

0.4

0.3

0.3

0.2

0.2

0.1

0.1
0
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 101112131415161718192021222324

3．実験結果Fc30 シリーズ

0.5

0

図-3 ひび割れ状況（R=20/1000rad）
3.1

0.6

30-1
30-2
30-3

2.5

5.0

10

20

30

40 50

60/1000

図-5 ひび割れ幅の推移状況（柱梁接合部，Fc30）

ートの圧壊が見られ，最終的には梁端部の曲げ圧縮破壊

4000
梁上端主筋
3500
R=10/1000
εy
3000
2500
No.30-3
2000
No.30-1 1500
No.30-2
1000
500
ゲージ位置(mm)
A
B 0 C
D
E
-300 -200 -1000
100 200 300となった。図-5 に柱梁接合部のせん断ひび割れの幅の推図-6 梁端部上端主筋のひずみ分布（R=10/1000rad）

移状況を示す。R=20/1000rad までは試験体 30-1（継手無った。両試験体の荷重-変位曲線は，図-4(b)に示すようにし）のひび割れ幅が大きくなっている。ただし，その後ほぼ同じであった。

は試験体 30-2（中央）のひび割れ幅も大きくなっており，

3.3

ひずみε

図-3 に R=20/1000rad 時におけるひび割れ状況を示す。
各試験体の破壊経過はほぼ同じであった。まず層間変形
角 R=1/1000 付近で梁端部に曲げひび割れが発生した。
その後，梁に曲げせん断ひび割れ，せん断ひび割れが順次発生し，R=7/1000rad 付近で柱梁接合部にせん断ひび
割れが発生した。R=10/1000rad を少し越えた時点で梁主筋が引張降伏した。R=30/1000rad 付近で梁端部コンクリ

これは柱梁接合部の中央に配置された継手の局部的な支圧による影響と思われる。

梁主筋のひずみ分布

図-6 に Fc30 試験体の R=10/1000rad における梁上端主筋のひずみ分布を示す。いずれの試験体も勾配を持った

図-4(a)に荷重-変位曲線および包絡線を示す。縦軸は柱直線分布となり，柱梁接合部内通し配筋において付着がせん断力を，横軸は層間変形角を示す。いずれの試験体確保されていることがわかった。ただし，継手のある試

も，R=20 /1000rad で最大荷重に達した。その後，荷重低験体 No.30-2，No.30-3 の C 点でのひずみは，継手の無い下したが，柱梁接合部内に継手を有する試験体 30-2 およ

試験体 No.30-1 より若干大きくなっている。

び試験体 30-3 は，継手の無い試験体 30-1 に比べて，荷3.4

重低下は小さくなった。
3.2

Fc60 シリーズ

両試験体ともひび割れの発生経過は Fc30 シリーズと終局耐力の実験値と計算値の比較

表-1 に終局耐力の実験値と計算値を比較して示す。計
算値は日本建築学会 RC 規準に準じて求めた梁曲げ降伏
時の柱せん断力である。いずれの試験体も実験値と計算同じであった。まず梁端部に曲げひび割れが発生し，値はほぼ一致した。

R=5.0/1000rad では柱梁接合部にせん断ひび割れが発生

4．まとめした。その後柱梁接合部のせん断ひび割れの幅および本梁主筋の機械式継手を柱梁接合部内に配置する十字形

数も増加した。最終的には柱梁接合部のせん断破壊が顕部分架構の構造性能を検討した結果，継手の無い試験体著になり，梁曲げ降伏後，柱梁接合部のせん断破壊となと同等以上であることがわかった。

(宮内研究室)プレキャスト壁-鉄骨梁接合部の構造性能に関する研究
218-046 小林
1．はじめに生亜

曲げ補強のため，D16 に変えた。試験体のコンクリート

本研究は，図-1 および図-2 に示すように基礎と一体化

は埋込みプレートを下面にして平打ちとした。

された逆 T 字形のプレキャスト（Pca）壁を建物周囲に立梁は H-400×200×8×13 とし，柱梁接合部ではフランてた後，各階のレベルに鉄骨梁を取り付け，スラブと一ジ片側を幅 83mm，長さ 1560mm 切断した。これにより，体化する構法を対象とし，Pca 壁と鉄骨梁の接合部の構Pca 壁と鉄骨梁の偏心距離は 160mm とした。L 形鋼には造性能を検討したものである。

L-150mm×150mm×12 を使用した。
高ナットは M24 とし，上下とも 12 本取り付けた。

図-3 に壁-梁接合部の詳細を示す。Pca 壁側には高ナッ

2.2

トを溶接にて取り付けた埋込みプレートを所定の位置に埋め込み，高ナットには定着を確保するためにボルトを

使用材料

表-1 に鋼材の引張試験結果を示す。表-2 にコンクリー

ねじ込んでいる。鉄骨梁（H 形鋼）には上下フランジにトの材料試験結果を示す。

L 形鋼を取り付け，この L 形鋼と Pca 壁の埋込みプレー

2.3

加力方法

トを高ナットを介してボルト接合する接合法である。鉄加力は Pca 壁の上下端をピン支持し，Pca 壁に 185kN

骨梁から Pca 壁に作用する曲げせん断力は高ナットの支の圧縮軸力を載荷した後，梁先端に正負繰り返しのせん

圧抵抗力により，鉄骨梁と Pca 壁の偏心等に伴う面外力

断力を載荷した。変位計測は，Pca 壁上下のピンに取りはボルトの引張抵抗力による応力伝達を想定している。

付けた測定フレームを用いて梁先端の変位を測定し，十2．実験計画字形骨組の層間変位角 R を繰り返し載荷に対する制御変

2. 1

位とした。

試験体

3．実験結果試験体は 2 体で，Pca 壁の埋込みプレートを 1 枚もの（PL-12×800×680）とした試験体 FN および施工性等を

図-5 に試験体 FT のひび割れ状況を示す。両試験体の考慮して 3 分割（PL-12×(295+280+295)×680）した試験
体 FT である。その他の諸元は共通である。
図-4 に試験体の形状を示す。試験体は壁-梁接合部を含む十字形部分架構の形状とし，梁先端のピン間距離を
L=3m，Pca 壁先端のピン間距離は H=2m とした。
Pca 壁は厚さ 250mm×幅 1480×高さ 1316mm とし，上下のピ ンと接 合す るために 上下 面にエンドプレート
PL-22 および鉄骨治具を取り付けた。壁筋は D13@200
ダブルを基準とし（壁筋比 0.51%），高ナット等と干渉す
図-1 構法の概要
40

1480

PCa壁芯

450

560

120

2600
1480

R.PL-9

図-2

Pca 壁と鉄骨梁の取付状況

図-3 壁-梁接合部の詳細

図-4 試験体の形状および断面（単位；mm）

680

HTB 8-M24
GPL上:
L-150×150×12(片端切断加工)

120

120

680

1600

1600

680

120

560

680

S梁芯

40

e=160

る場合は壁筋をずらした。なお，両サイドの縦筋 4 本は

表-1 鋼材の引張試験結果
降伏応力度 ヤング係数22s y (N/mm ) E s (N/mm )PL-13 フランジ 303.90
206000D16374.50182000壁筋
D13366.40183000
壁筋
鋼材

使用
部位

R=±10/1000終了時

R=±30/1000終了時

表-2 コンクリートの材料試験結果

サイクルで埋込みプレートの 4 隅に斜めひび割れが発生した。R=10/1000rad ではこのひび割れが進展するとともに，埋込みプレートの上辺・下辺の中間からもひび割れ

R=50/1000終了時(最終ひび割れ状況)

図-5 ひび割れ状況（試験体 FT）
400
梁曲げ

FN

Q (kN)

破壊経過はほぼ同じであった。まず層間変形角 R=5/1000300が発生した。このひび割れは高ナットの支圧抵抗による200ものである。また，R=10/1000rad までは鉄骨梁が取り付

100いていない Pca 壁外面にはほとんどひび割れは発生しなかった。R=30/1000rad では埋込みプレート周辺のひび割-200

ン状ひび割れが見られた。R=40/1000rad では埋込みプレ-300

ートの 4 隅でコンクリートの剥落が生じた。

FT
3分割

荷重が低いところではスリップ現象が見られた。R=40/1000rad までほとんど荷重低下の無い安定した履歴性状であった。最大耐力は，3 分割した試験体 FT の方が大きくなった。これは，埋込みプレートが 1 枚の場合，梁かQ (kN)

図-6 に荷重-変位曲線を示す。縦軸は壁せん断力を，横紡錘型に近い履歴曲線であったが、R=20/1000rad からは

スタッド

R (1/1000rad)
0-50 -40 -30 -20 -10 0 10 20 30 40 50 60-100

れが大きく進展し，また，埋込みプレート 4 隅にはコー

軸は層間変形角を示す。R=10/1000rad 時までは安定した

315.8kN▽-400
400

340.4kN▽

300
200

梁曲げ
スタッド

100

R (1/1000rad)
0-50 -40 -30 -20 -10 0 10 20 30 40 50 60-100

らの応力がプレートの 4 隅に集中されるのに対し，3 分-200割した場合は応力が分散され，コンクリートの損傷も分-300散されたためと考えられる。

-400

4．終局耐力の検討

図-6 荷重-変位曲線

図-6 中に終局耐力の計算値をラインで示す。終局耐力の計算値は，鉄骨梁の曲げ耐力および埋込みプレートにのせん断耐力の壁せん断力への変換は，上下それぞれ 12取り付けた高ナットを頭付きスタッドとみなして求めた

本合計のせん断耐力に上下の高ナットの中心間距離（530

せん断耐力の両者を示した。

mm）を掛けて節点モーメントを求め，壁上下ピン間距

鉄骨梁の曲げ耐力は，柱梁接合部において片側フラン離（2m）で除した。

ジを切断した断面で計算し，せん断スパン長さはフラン

計算の結果，係数 αs を 0.5 としたことにより，高ナッ

ジと L 形鋼を接合した最外側のボルト位置までとした。

トによるせん断耐力の計算値は実験値との対応が良くな

また，高ナットのせん断耐力は，日本建築学会各種合成った。また試験体 FT では梁曲げ耐力計算値にほぼ等し

構造指針に準じて，1 本あたりのせん断耐力 qs を下式でい耐力が発揮されていることがわかった。

計算した。

5．まとめ

qs=αs・as・0.5√（σB・Ec）

Pca 壁-鉄骨梁接合部に関する実験を行った結果，層間

ここで，αs は係数で，実験値との対応を考慮して 0.5

変形角 R=10/1000rad まで紡錘型の履歴曲線を示し，R=20とした。as は高ナットの断面積であるが，ここでは M24/1000rad 以降もほとんど荷重低下の無い安定した荷重-2ネジの有効断面積（353mm ）を用いた。また，高ナット

変位関係を示すことがわかった。
(宮内研究室)方立壁を有する RC 造架構の耐震性能評価に関する実験的研究
その 1 実験概要及び実験結果
218-050
1.

佐久間

凌

方立壁の軸伸びを完全に拘束した。また、載荷梁の両端はじめにに設けた鉛直ジャッキを用い、試験体の鉛直荷重が2011 年 3 月に発生した東日本大震災では構造部材の損傷

600kN を維持するように制御した。

が軽微であることにも関わらず、方立壁に著しいせん断
破壊が生じており、居住性が損なわれ修復が困難となり取り壊しをせざるを得ない事例が報告されている。一方、
方立壁は耐力を有しており、特に小変形域で耐力を発揮
し、建物の安全性を向上させる働きもある 1)。そこで、本研究では高層鉄筋コンクリート造（以下：RC 造）建物の低層階を想定した方立壁を有する RC 造架構の静的載荷実
験を行い、方立壁の損傷を考慮した架構全体の耐震安全性と耐震修復性の相関モデルについて検討する。また、
方立壁の損傷度合が架構の残存耐震性能評価結果に及ぼす影響を定量的に把握し、方立壁の損傷を考慮したのち、架構の被災度区分判定方法を提案する。
2.

実験概要

2.1

試験体設計

本研究では、12 階建ての RC 造建物の低層階を対象とし、
柱、梁および方立壁を有する外構面の 1 スパン 2.5 階の30%スケール試験体を製作して静的載荷実験を行った。試験体の柱、梁および方立壁などの詳細を図 1 に示す。ここ図1

で、試験体は実対象建物と同等な配筋比や耐力比になる

試験体詳細図ように設計している。また、試験体の材料設計強度や軸力などの曲げおよびせん断終局耐力を算定するための諸元を表 1 に示す。各部材のせん断余裕度の算定結果のように、柱と梁の構造部材は曲げ破壊に、方立壁はせん断破壊になるよう設計している。
2.2

載荷計画

載荷装置と載荷スケジュールを図 2 に示す。本実験では、試験体の 2.5 階部分（3 階の反曲点に相当）に水平ジ
ャッキを設置して、その水平変位をスタブまでの高さ
2350mm で除した代表変形角 R で制御し、水平方向の正負
交番繰返し漸増載荷を行った。また、低層部に対する上部構造の拘束による鉛直部材の変動軸力を模擬するため、
図2

2.5 階の載荷梁を水平に保たせその回転を 0 に維持しつつ、載荷装置と載荷スケジュール

表1

試験体諸元

軸力
𝑁
（kN）

引張
鉄筋
比
𝑝
（%）

せん断
スパン
𝑀/ 𝑄𝐷

せん断
補強筋
比
𝑃
（%）

材料
強度
𝜎
（N/㎟）

幅
𝑡
（mm）

応力中心
間距離
𝑗
（mm）

𝑐𝑀𝑢
（kN/m2）

56

300

0.549

3

0.0064

295

260

288.8

66.6

379.5

45

----

0.597

2

0.0035

295

240

262.5

38.9

379.5

49.6

150

0.223

0.5

0.0057

295

45

275.6

110

部材

引張
主筋
断面積
𝑎
（㎟）

主筋降伏
強度
𝜎
（N/㎟）

設計基準
強度
𝐹
（N/㎟）

柱

380

379.5

梁

380

方立壁

380

𝑄 .
(𝑄 . )（kN）
274.1(232.9)230.0(191.8)74.1(63.7)

せん
断余
裕度
4.1
5.9
0.7

400

200

全架構

せん断力（kN）

300
200

100

100

50

0

0

-100

-50

-200

-100

-300

-150

-400

-200
-6

図3

2%rad 時の損傷状態

せん断力（kN）
曲げ降伏( :0.375%rad時

曲げ降伏:0.5%rad時)

-5

-4

-3

-2

-1

0

1

2

4

5

6

-6

-5

-4

-3

-2

-1

0

1

2

3

4

5

6

-2

-1

0

1

2

3

4

5

6

80

3階梁北側

100

40

50

20

0

0

-50

-20

-100

-40

-150

-60

-200
-6

-5

-4

-3

2階方立壁

60

-2

-1

0

1

2

3

4

5

6

-80
-6

-5

-4

代表変形角（%rad）

図 4 崩壊メカニズム
2.3

3

200
150

:せん断破壊(1階: 0.75%rad.2階: 0.75%rad.3階:0.75%rad）

1階北柱

150

計測計画

-3

代表変形⾓（%rad）

図 5 荷重-変形関係
コンクリートが圧壊し、2 階梁北側にコンクリート剥落が本実験では、各階の柱の反曲点位置にロードセルを設発生した。3%rad で 2 階と 3 階の南側の梁下端にコンクリ

置し、柱、梁および方立壁のせん断力と軸力を計測した。

ート剥落が発生した後、4%rad で 3 階梁南側の下端で梁主また、各部材の主筋や補強筋にひずみゲージを貼り付け、筋の露出が観測された。

架構の崩壊メカニズム形成を追跡した。試験体の背面に3.2

荷重-変形関係

架構の崩壊メカニズムを図 4 に、架構全体、2 階方立壁、取付けた変位計より、各部材の曲げ、せん断および軸変形を計測した。試験体の損傷量を定量的に把握するため、

1 階北柱および 3 階梁北側の荷重-変形関係を図 5 に示す。

各載荷サイクルのピーク変形時(正載荷と負載荷)および方立壁においては、代表変形角 0.125%rad で 2 階と 2.5 階

除荷時において、試験体の正面、両側面と上下面のひびの方立壁の左下縦筋が降伏し、0.25%rad で 2 階方立壁の横割れ幅、長さおよびコンクリート剥落面積を計測した。

筋が降伏した。また、0.44%rad で 2 階方立壁の最大耐力

367.9kN を記録し、その直後に著しい耐力低下が生じた。

実験結果

3.1

破壊経過

0.65%rad で 1 階方立壁は 74.4kN、2.5 階方立壁は 76.1kN の代表変形角 2%rad 時の損傷状態を図 3 に示す。方立壁に最大耐力を記録した。柱と梁部材においては、0.375%rad

おいては、0.0625%rad で 2 階方立壁上端部に曲げひび割れ

で 3 階梁端部の主筋が降伏し、0.5%rad で 1 階柱脚と 2 階が発生し、0.25%rad で 2 階方立壁中央にせん断ひび割れが梁端部の主筋が降伏し架構の崩壊メカニズムに至った。

発生した。0.5%rad で 1 階方立壁の中央にせん断ひび割れ

その後、0.65%rad で架構の最大耐力 278kN が記録され、が発生し、2 階方立壁上部のコンクリートが圧壊した。そ1.0%rad で 2 階南柱の柱脚主筋が降伏、2%rad で 3 階北柱の後、0.75%rad で 2.5 階方立壁にせん断ひび割れが発生し、と南柱の柱脚主筋が降伏した。最終的に、5%rad の 3 サイ

2 階方立壁のコンクリートが剥落した。1%rad で 2.5 階の方

クル目に明らかな耐力劣化が生じたため実験を終了した。

立壁の上端と下端と中央にコンクリート剥落が発生し、

4

まとめ

1.25%rad で 1 階方立壁中央にせん断ひび割れが発生した後、本報（その 1）では実験概要および実験結果について報

2% rad で 2 階方立壁のせん断ひび割れが大きく拡幅した。

告した。次報（その 2）では方立壁の損傷を考慮した耐震

柱と梁部材においては、0.0625%rad で 3 階梁端部に曲げひ修復性と耐震安全性の相関モデルについて検討する。

び割れが発生し、0.25%rad で 1 階と 2 階の柱梁接合部に曲

参考文献
1）水谷駿介、福井紳矢、尹ロク現、真田靖士：鉄筋コン
クリート造方立壁のせん断力に関する考察、コンクリー
ト工学年次論文集、Vol.41、No.2、pp.379-384、2019（権研究室）

げひび割れが発生した。また、0.5%rad で 2 階梁北側右上にせん断ひび割れが発生し、0.75%rad で 2 階南側柱梁接合部のコンクリートが圧壊した。2%rad で 1 階北柱の柱脚の方立壁を有する RC 造架構の耐震性能評価に関する実験的研究
その 2 耐震安全性と耐震修復性の相関関係
217-160

山根雅由

R の閾値である 60%とした結果、本試験体では代表変形角１．はじめに本報（その 2）では、前報（その 1）の静的載荷実験によ1.38%時（詳細は次報（その 3）を参照）となった。

り得られた各部材の荷重-変形関係および損傷量に基づき、部材や架構の耐震修復性は修復費用に基づいて評価す

方立壁が架構全体の耐震安全性と耐震修復性に及ぼす影ることが一般であるが、本研究ではその前段階である損傷

響について考察する。

量により評価することを試みる。ここで、損傷量は残留ひ２．耐震安全性指数 SI と耐震修復性指数 RI

び割れ面積を適用し、残留ひび割れ幅とひび割れ長さによ本研究では、部材や架構の安全限界および修復限界それり求めた。また、コンクリート剥落によるひび割れ長さのぞれに達するまでの余裕度を規準化し、耐震修復性指数 SI

減少は考慮するが、剥落面積は損傷量評価に含まれない。

および耐震安全性指数 RI として定義する。

規準化した耐震修復性指数 RI を式（4）のように定義する。

2.1

ここで、Ai はある変形 i 時点の残留ひび割れ総面積、ΣA

耐震安全性指数 SI の定義
1)

構造部材や架構の安全限界は耐震診断基準 に基づき、を修復限界時の残留ひび割れ総面積である。
𝑅𝐼

部材角或いは架構代表変形角が 3％に達する点として定ま

𝐴𝑖/Σ𝐴𝑢（4）

る。但し、方立壁は最大耐力後に急激な耐力低下が生じた

各部材のひび割れ面積と経験部材角の関係を図 2 に、部ため、せん断破壊部材として最大耐力時を安全限界とする。

材の RI と部材角関係を図 5 に示す。ここで、2 階方立壁は

仮想仕事の定理より、地震による外力仕事と内力仕事でひび割れ幅の計測を終了後の面積を同一と仮定した。SI のあるエネルギー吸収量との釣り合うため、耐震安全性はエ推移と同様に、せん断破壊する方立壁および曲げ破壊する

ネルギー吸収量に基づき評価する。また、規準化した耐震

柱や梁部材それぞれの RI は部材角に対して同様な推移と安全性指数 SI を式（1）のように定義する。ここで、Ei はなることがわかる。
表 1 各部材の限界状態の架構の代表変形角と部材角ある変形 i 時点までの総エネルギー吸収量、ΣEu は安全限界時の総エネルギー吸収量である。
𝑆𝐼 𝐸𝑖/𝛴𝐸𝑢
𝐸 ∑ 𝐸𝑖𝐸 ∑ 𝐸𝑖

部材
1 階方立壁
2 階方立壁
2.5 階方立壁
2 階梁
3 階梁
北柱
南柱

（1）
（2）
（3）

架構のエネルギー吸収量の算定において、図 1（a）のように本試験体を全体崩壊型と考え、構造部材のエネルギー

部材角
0.40%
0.42%
0.87%
3.00%
3.00%
3.00%
3.00%

代表変形角
0.50%
0.38%
0.75%
1.42%
1.22%
2.85%
2.81%

吸収量はヒンジ箇所の荷重-変形より求める。また、方立壁を考慮する場合は式（2）を、方立壁を考慮しない場合は式（3）を適用する。部材のエネルギー吸収量と経験部材角の関係を図 2 に、部材の SI と部材角関係を図 4 に示す。ここ(a)エネルギー吸収量

で、部材のエネルギー吸収量は、荷重-変形関係の 1 サイク
出において、方立壁と柱部材は梁の軸方向の伸びを考慮しており、梁部材は接合部回転角と曲率による変形角の和としている。各部材の安全限界時までのエネルギー吸収量は異なるが、せん断破壊する方立壁（0.5 階分の 3 階方立壁を除く）および曲げ破壊する柱や梁部材それぞれの SI は部

2.5

エネルギー吸収量（kN*m）

ル目包絡線の面積により算定している。また、部材角の算2

図 1（b）のように部材の修復限界はその最大耐力時として定義するが、柱と梁部材は耐力低下が見られなかったた
め安全限界時と同じ変形角として定める。そのため、表 1のように部材の安全限界と修復限界に応じる架構の代表
変形角は同じ値となっている。架構の修復限界は既往の研究 2)により被災度の中破と大破を区分する耐震性能残存率

7

3階梁
2階梁
北柱
南柱

6
5

1.5

4

1

3
2

0.5

1

（a）方立壁

0
0%

1%

2%

3%

4%

（b）柱、梁

0
0%

5%

1%

経験部材角（%rad）80

総ひび割れ面積（cm^2）

耐震修復性指数 RI の定義

概念図

2.5階壁
2階壁
1階壁

材角に対して同様な推移となることがわかる。
2.2（b）限界状態

図1

60

2%

3%

4%

5%

経験部材角（%rad）

図2

部材のエネルギー吸収量

2.5階壁
2階壁
1階壁

60

80

40

3階梁
2階梁
北柱
南柱

40

20

20

（a）方立壁

0
0%

1%

2%

3%

4%

経験部材角（%rad）

図3（b）柱、梁

0
5%

0%

1%

2%

3%

4%

経験部材角（%rad）

部材のひび割れ面積

5%

1

1

2.5階壁
2階壁
1階壁

0.8

0.6

0.6

0.4

0.4

0.2

0.2

（a）方立壁
0
0.0%

0.4%

0.6%

0.6

0.4

0.4

0.2

0.2

（b）柱、梁

0.8%

0%

1%

経験部材角（%rad）2%（a）方立壁00.0%3%（b）柱、梁00.2%

経験部材角（%rad）

図4

3階梁
2階梁
北柱
南柱

0.8

0.6

0
0.2%

1

2.5階壁
2階壁
1階壁

0.8

耐震修復性指数RI

耐震安全性指数SI

0.8

1

3階梁
2階梁
北柱
南柱

0.4%

0.6%

0.8%

0%

1%

経験部材角（%rad）

部材の SI2%

3%

経験部材角（%rad）

図5

部材の RI

３．耐震安全性指数 SI と耐震修復性指数 RI の相関モデル

方立壁を考慮する場合、小変形領域では方立壁の縦筋およ3. 1

び柱や梁部材の主筋の降伏により RI の増加が激しくなる

部材の SI と RI の相関関係

部材の耐震安全性指数 SI と耐震修復性指数 RI の関係をが、方立壁のせん断破壊以降は SI が顕著に増加することが

図 6 に示す。
ここで、主筋或いは縦筋の降伏点を併記する。

わかる。方立壁を考慮しない場合、架構の SI と RI の関係

方立壁において、縦筋の降伏前は RI が頭打ち傾向になる

は柱や梁などの構造部材の SI と RI の関係と同様にほぼ正が、縦筋の降伏に伴い RI は限界状態に向かって急激に増比例を示している。

加しつつ、SI とほぼ正比例関係を示している。柱と梁部材

４．まとめにおいては、主筋の降伏により SI と RI の増加率が高くな

1）SI、RI を用いて架構、部材の安全性と修復性の相関関係

り、その後は正比例関係に近い傾向になっている。

を評価することができた。2）部材の RI と SI は部材角に対架構の SI と部材の RI の関係を図 7 に示す。この結果よ応した推移を見せた。3）方立壁の架構への影響は安全性にり、架構全体の耐震安全性には余裕があっても部材の修復

は最大 13％ほど、修復性には最大 64%ほどの影響力があ

性の余裕度は不十分であることがわかる。

り、安全限界には 6%、修復限界には 35%の影響があった。

3. 25）架構の安全限界に余裕がある段階で、梁と方立壁は修復

方立壁を考慮した架構の SI と RI の相関関係

架構の SI および RI に対する各部材のエネルギー吸収量限界に達している傾向がみられ、これらを定量的に評価す

およびひび割れ面積の割合を図 8 に示す。架構の SI に対しる事ができた。6）方立壁の有無による架構の RI-SI 関係へて、梁部材の寄与分が最も大きくなっているが、柱と方立の影響は、初期段階では方立壁の影響が支配的である。

壁の寄与分は同程度のものの、小変形領域では方立壁の寄

参考文献
1) 日本建築防災協会：既存鉄筋コンクリート造建築物の耐震診断基

与分が柱より大きくなっている。架構の RI に対しては、損準・同解説、2017

傷が最も激しい 2 階方立壁が支配的であり、柱部材と比べ

2) 日本建築防災協会：震災建築物の被災度区分判定基準および復旧

梁部材の寄与分が大きくなっている。

技術指針、2015

架構の SI と RI の関係を図 9 に示す。また、図 9 の特徴（権研究室）

点（以下：Point）に対する損傷状況を表 2 に纏めて示す。
1

0.8

3階梁
2階梁
北柱
南柱

0.8

0.6

0.6

0.4

部材のRI

耐震修復性指数RI

1

2.5階壁
2階壁
1階壁

0.4

縦筋の降伏
0.2

主筋の降伏

0.2

（a）方立壁
0.6

0.8

1

0.2

耐震安全性指数SI

図6

0.4

0.6

0.8

1

2階壁
3階梁
北柱

0.4

0.2

0
0.4

0.6

架構のSI

図8

0.4

0.4

0
0

0.1

0.8

1

図7

1

2階壁
3階梁
北柱

0.6

0.8

1

Point2
Point2

Point3

Point100.1

図9架構の SI-RI 関係

0.2

0.3

耐震安全性指数SI

架構のRI

各部材ごとの架構の SI と RI への寄与度

Point1

Point3

0
0.6

0.4

0.6

0.8

架構の SI-部材の RI 関係
表 2 各 Point の要因

0.4

0.2

0.2

0.4

0.2

架構のSI

方立壁考慮無し

0.8

0.4

0.2

0

方立壁考慮有り

0.6

0

0.2

架構のSI

2.5階壁
1階壁
2階梁
南柱

0.8

3階梁
2階梁
北柱
南柱
（b）柱、梁

2.5階壁
2階壁
0.2
1階壁
（a）方立壁

0
0.2

0.6

1

部材の SI-RI 関係

2.5階壁
1階壁
2階梁
南柱

0

0.6

耐震安全性指数SI

部材ごとの損傷の割合

部材ごとのエネルギー吸収量の割合

0.6

0.8

0
0

耐震修復性指数RI

0.4

0.8

0.2

0
0.2

1

（b）柱、梁

0
0

1

0.4

代表変形角 0.375%rad
2 階方立壁のひび割れ
面積の急増。全階の方
立壁の縦筋降伏。
代表変形角 0.75%rad
全ての 1 階柱脚、梁端部の主筋降伏。
代表変形角 0.75%rad
2 階方立壁がせん断破壊。

1

方立壁を有する RC 造架構の耐震性能評価に関する実験的研究
その 3 方立壁が建物の残存耐震性能に及ぼす影響
218-096
1.

はじめに
1)

本報（その 3）では、被災度区分判定基準 に基づき、方3.

損傷量に基づいた残存耐震性能評価

3.1

残存耐震性能評価手法（略算法）野本晟矢

被災度区分判定基準に基づき、図 4 および表 2 のように立壁が建物の残存耐震性能や被災度の評価結果に及ぼす影響について検討する。

部材に表出する損傷状態から損傷度を分類し、部材の損傷

2.

エネルギー吸収量に基づいた残存耐震性能評価

度に応じる耐震性能低減係数 η（表 3）を算定して、式（2）2.1

残存耐震性能評価手法（精算法）

より R を求める。ここで、𝐵 は損傷度 j の部材の基準化耐は被災前の基準化耐震性能、𝑘 、𝑘 はそれぞ

震性能、𝐵

仮想仕事の原理より、地震動による外力仕事が内力仕事である架構のエネルギー吸収量と釣り合っており、架構のれ曲げ柱、曲げ梁の強度指標比 𝑘 : 𝑘エネルギー吸収量の大小に基づきその耐震安全性が評価

れぞれ損傷度 j の曲げ柱、曲げ梁の降伏ヒンジ数、𝐶される。また、耐震診断基準 2)に基づき架構の代表変形角𝐺

3.0%時を架構の安全限界と定め、地震により被災した架構

た、全体崩壊型架構における部材の強度指標比は曲げ終局が安全限界までのエネルギー吸収能力の残存度合によりモーメントの比より定められている。

が架構全体の残存耐震性能に及ぼす影響を検討するため、

∑

𝑅

𝐵

𝐵

𝑘 ∑ 𝜂 ・𝐶

総和に基づき架構のエネルギー吸収量（能力）を定め、そ

𝐵

𝑘 ・𝐶

の耐震性能残存率 R を算出し、被災度（表 1）を区分する。

30

エネルギー吸収量(kNm)のエネルギー吸収量の総和、∑𝐸 , は架構の代表変形角が3.0%時までの部材 i のエネルギー吸収量の総和である。
𝑅
2.2

1

∑
∑

𝐸 ,
𝐸 ,

100

(1)

方立壁が架構のエネルギー吸収量に及ぼす影響

(2)

100

𝐵

式（1）のように部材の求めたエネルギー吸収量（能力）のここで、∑𝐸 , は最大応答変形後の除荷時変位までの部材 i𝑘 ∑ 𝜂 ・𝐺
𝑘 ・𝐺
1

柱脚
梁端部
方立壁

25
20
15
10
5

0

1

2

3

2 に示す。架構の小変形領域では方立壁のエネルギー吸収

耐震性能残存率R(%)

おいてその影響を考慮する必要があると考えられる。
精算法による残存耐震性能評価

精算法による評価結果を図 3 に示す。方立壁を考慮する
場合、主体架構のみの耐震性能残存率 R より小さくなる傾向が見られた。特に、R による被災度区分結果において、

損傷内容

損傷度

3

4

図 2 エネルギー吸収量の比
軽微

中破

40

大破
20

0
0

0.5

1

1.5

2

2.5

3

代表変形角(%rad)

災度区分結果においても方立壁が影響すると考えられる。

損傷度

2

60

ことに対し、方立壁を考慮する場合は大破と区分され、被

R(%)

1

主体架構
全架構

代表変形角 1.5%時に主体架構のみでは中破と区分される

被災度

0

80

を超え最大で約 3 割を負担し、架構の残存耐震性能評価に

表3

0.2

小破

量が大きく、代表変形角 1.5%時までは柱部材が占める割合

損傷内容

0.4

代表変形角(%rad)

図 1 総エネルギー吸収量

表2

0.6

代表変形角(%rad)

100

被災度区分

0.8

4

図 1 に、架構に対する各部材のエネルギー吸収量の比を図

表1

柱脚
梁端部
方立壁

0

0

各部材の載荷サイクルにおける総エネルギー吸収量を2.3、

はそれぞれ曲げ柱、曲げ梁の降伏ヒンジ数である。まエネルギー吸収の比(%)

その残存耐震性能を評価する。ここで、本研究では方立壁

1: 1 、𝐶 、𝐺 はそ

図3

残存水
平耐力
残存鉛
直耐力

耐震性能低減係数 η
曲げ柱

曲げ梁

精算法による評価結果

せん断壁

R>95

Ⅰ

0.2mm 未満

Ⅰ

0.95

0.95

0.95

小破

80≦R<95Ⅱ

0.2~1.0mm

Ⅱ

0.75

0.75

0.60

中破

60≦R<80

Ⅲ

1.0~2.0mm

Ⅲ

0.50

0.50

0.30

大破

R<60

Ⅳ

2.0mm 以上

Ⅳ

0.20

0.20

0

倒壊

R≒0

Ⅴ

剥落等

Ⅴ

0

0

0

劣化
劣化

有り
Ⅰ

Ⅱ

Ⅲ

Ⅳ

無し
無し
Ⅴ

かぶりコンクリート剥落、せん断
ひび割れの拡大

荷重

軽微

損傷度

有り

せん断補強筋
破断,主筋座屈
ひび割れ発生変形

図4

せん断部材の損傷度の概念図

Ⅱ
Ⅰ

Ⅲ

Ⅱ

Ⅰ
Ⅱ
Ⅰ
Ⅰ

Ⅱ
Ⅲ

Ⅱ

0.125%時

Ⅱ

曲げ終局強度

66.6kNm

110kNm

強度指標比

1.0

1.65

Ⅱ

Ⅲ

Ⅳ

Ⅴ 𝐸 :消費エネルギー

荷重

𝐸 :残存エネルギー
耐震性能低減係数

𝐸

𝐸

残留変形

図6

3.2

Ⅳ

Ⅳ

𝜂
終局変形

𝐸

Ⅳ

Ⅰ

1

Ⅱ

Ⅳ

Ⅲ

Ⅳ

0.98
0.8

40
30
20

0.85

0.6

0.4

0.44
0.2

0

0
0

0.125

図7

0.25

0.375

0.5

0.625

0.75

代表変形角（%rad）

0

0.875

2 階方立壁の荷重-変形関係

各部材の損傷度と耐震性能低減係数

小モデルであるため、図 4 のような損傷度の概念図に基づき、残留ひび割れ幅のスケール効果を考慮し、目視による損傷状態から損傷度を評価した。また、方立壁の耐震性能低減係数 η においては、図 6 と図 7 に示す概念図と荷重-わかる。また、両ケースともに R の精算値より小さくなり、
安全側の被災度評価となった。
部材の強度指標比（曲げ終局強度比）をパラメータとする架構の耐震性能残存率 R の算定結果を図 10 に示す。こ

図8

サイクルごとの η の算定結果

中破

40

大破
20

全架構
略(せん断) η:規定値、kw:1.65
略(せん断) η:実験値、kw:1.65
0

0.5

図9

1

1.5

2

代表変形角(%rad)2.5

3

η をパラメータとした略算法の評価結果

100

軽微
小破

80

耐震性能残存率R(%)

断壁の η を適用した場合の R の算定結果が近似することが

0.75

60

0

略算法による残存耐震性能評価を適用した場合と被災度区分判定基準で定めているせん

0.625

軽微

ものを適用し、被災度区分判定基準に定められているせんの算定結果を図 9 に示す。図 8 に示す方立壁 η の算定結果

0.5

80

方立壁の荷重-変形関係は損傷が最も激しい 2 階方立壁の方立壁の η をパラメータとする架構の耐震性能残存率 R

0.375

小破

変形関係を用い算定し、その結果を図 8 に示す。ここで、断壁の η に近似する値を得られた。

0.25

100

耐震性能残存率R(%)

果を表 4 に示す。ここで、本試験体は約 1/3 スケールの縮0.125

代表変形角(%rad)

各部材の損傷度評価結果を図 5 に、強度指標比の算定結

3.3

損傷度

Ⅴ

50

耐震性能低減係数 η の概念

Ⅴ

Ⅳ

3.0%時

60

変形

Ⅳ

損傷度評価の例
Ⅲ

10

𝐸
𝐸

Ⅳ

Ⅳ

耐震性能低減係数η

方立壁

Ⅱ

70

せん断力（kN）

強度指標比の算定結果
柱

Ⅰ

Ⅳ

2.0%時
図5

表4

Ⅴ

Ⅳ

0.75%時
損傷度 Ⅰ

Ⅳ

Ⅴ

Ⅱ

Ⅰ

Ⅴ

Ⅳ

Ⅳ

Ⅳ

Ⅰ
Ⅰ

Ⅳ

Ⅳ

Ⅱ

中破
60

40

大破
20

全架構
略(せん断) η:規定値、kw:1.65
略(せん断) η:規定値、kw:1.0

0
0

図 10

0.5

1

1.5

2

代表変形角(%rad)2.53

強度指標比をパラメータとした略算法の評価結果

こで、方立壁の η は被災度区分判定基準で定めているせんに影響を与えることが分かった。
（2）方立壁の耐震性能低断壁の η を用いた。表 4 に示す柱に対する方立壁の実強度

減係数 η を算定し、架構の耐震性能残存率 R の評価への適指標比を適用した場合と柱と同様な強度指標比を適用し用性について検討した。
（3）方立壁の強度指標比が架構のた場合の R の算定結果が近似しており、ケースともに R の

耐震性能残存率 R の評価結果に及ぼす影響を把握し、柱と精算値より小さく、被災度は安全側に判定された。

同様な強度指標比を適用することを提案した。
参考文献
1）日本建築防災協会：震災建築物の被災度区分判定基準および復旧技術指針、2015
2）日本建築防災協会：既存鉄筋コンクリート造建築物の耐震診断基準・同解説、2017（権研究室）

4.

まとめ
本報（その 3）では、方立壁が RC 造架構の残存耐震性能に及ぼす影響について検討し、以下の知見を得た。
（1）方立壁のエネルギー吸収量は架構全体の 3 割程度を占め、それに基づいた架構の耐震性能残存率 R の算定結果

Grasshopper を用いた平均放射温度算出の高速化に関する研究
218-055 嶋田 佳樹
1. はじめに2.3. 樹木配置方法

熱的快適性を含めた温度には SET*（標準新有効温度）が用公園内に 3m 間隔で点をグリッド配置する。滞留空間に配置

いられることが多い。SET*を計算するにあたり、MRT（平均放された点のみを樹木配置可能位置(本報では 80 点)とする。そ射温度）の算出が必要となる。検討点からレイ(光線)を放射状の中から最大 15 点に樹木が配置される。

に飛ばし、衝突した箇所の放射率と表面温度から元の検討点に

2.4. SET*算出

届く放射熱量を求めることで MRT が算出可能となる。

目的関数の一つである SET*について説明する。SET*とは環

既報 1)では、Rhinoceros 及び Grasshopper を用いて樹木本数の境要素である気温・相対湿度・風速・平均放射温度(以下 MRT)、

最小化と SET*の最小化を目的関数とした樹木配置の最適化に

人体側要素である代謝量・着衣量から算出される体感温度であついて GA(遺伝的アルゴリズム)を用いて実施した。個々の評る。 既報 1) で 富樫の 熱環境計 算戯法 2) の計算 コードを

価では 10 か所の評価点（人の中心高さ）から 993 本のレイをGrasshopper に移植し、SET*の算出を可能にしている。長波長飛ばし、建物、道路、樹木等のいずれかに衝突するかの判定に放射量において、人の中心高さから 993 本のレイを立体的に飛多大な時間を要した。なお、5,000 ケース程度(個体数 50、世代

ばし、建物、道路、樹木、滞留空間、ペデストリアンデッキの数 100)に要した解析時間は約 14 時間であった。

いずれかに当たるかの衝突判定を行う。どこにも衝突しなかっ

本卒業研究では、Grasshopper を用いた放射解析の最適化の高

たレイは天空に衝突したと見なす。建物、道路、樹木、滞留空速化について検討する。また、将来的なエージェントシミュレ

間、ペデストリアンデッキは 2.5 節に示す表面温度を、天空はーションとの連携を視野に入れて、人の移動に伴い時系列的な

気温、相対湿度を用い算出した仮想天空温度を適用し、レイのSET*の算出と可視化を同時に行うシステムを構築する。

衝突位置ごとに長波長放射量を算出した。その他詳細は既報 1)

2. 解析概要参照。算出フローを図 2 に示す。滞留空間の任意の場所に計 10

Rhinoceros 及び Grasshopper を用いて、SET*算出及び GA(遺伝的アルゴリズム)による最適化を行い、高速化前後での解析人配置し、それぞれの SET*を算出後、10 人の SET*の平均値を用いて快適性の評価を行う。

時間を比較する。GA の設計変数と目的関数を表 1 に示す。
表 1 設計変数と目的関数の設定
設計変数
・樹木の配置

目的関数
・平均 SET*(体感温度)の最小化
・樹木本数(コスト)の最小化

2.1. 解析対象モデル
既報 1)のヴォイド内公園モデルを用いる。
図 2 SET*算出フロー

2.5. 表面温度の設定
建物、道路、樹幹、芝生の表面温度は既報 1)で算出した温度を用いる。また、デッキの表面温度は 32.0℃とした。
3. レイの衝突判定ロジック
従来方式と新方式における算出フローを図 3、図 4 に示す。
① 俯瞰図

② 平面図

図 1 解析対象モデル

2.2. 解析条件
場所は大阪市として、アメダスデースより 2010 年～2020 年の 8 月 11 日 14 時の平均気温を用いる。

図 3 従来方式の算出フロー

図 4 新方式の算出フロー

に示す。従来方式では 14 時間 39 分 29 秒、新方式では 16 分 19

3.1. 従来方式
従来は、評価点から直線をレイとして放射状に作成し、各種
オブジェクト（建物、道路、芝生、ペデストリアンデッキ、樹秒（事前準備 15 秒、GA 16 分 4 秒）となり、約 98%の時間短縮に成功した。

木）との衝突判定を行い、形態係数を得る。なお、1 本のレイが複数のオブジェクトを貫く場合には Grasshopper の IsoVist
Ray コンポーネントより、評価点から最も近いオブジェクトを判定の対象とした。オブジェクト種別毎（建物は東西南北面毎）に、予め表面温度と放射率を設定しておくことで、レイが衝突した面からの長波長放射量が決定される。これにより、個々の評価点における MRT、SET*が算出される。従来方式では計算を行う度に樹木が Rhinoceros 上にモデリングされるが、明らかに動作が重くなる。多目的最適化のように数千以上の解析を行う際に解析時間が長くなる傾向が見られた。
3.2. 新方式

図 7 最適化結果のパレート解5. 経時変化する SET*の可視化

本報では個々の計算毎に樹木モデルを Rhinoceroes 上に作成

将来的に MRT、SET*の算出ロジックをエージェントシミュ

するのではなく、はじめに GA に必要となり得る全ての形態係

レーションと連動させることを考え、人が歩行しながら SET*

数を得ることで解析の高速化を図る(図 6 参照)。予め、建物、算出を繰り返すシステムを構築し、Rhinoceros 上で可視化する。

道路、滞留空間、ペデストリアンデッキ、全ての樹木を並べた

本報では歩行ルートを固定させる。SET*算出時に用いる風速は、上で全評価点から放射状にレイを飛ばす。樹木配置可能位置及（株）アドバンスナレッジ研究所製の FlowDesigner2021 を用い

び評価点はグリッド状とする。本報では、レイをオブジェクトて CFD 解析を行い、風速分布（図 8 参照）をモノクロ画像とに貫通させることで、「各レイがどの順番に建物、樹木等に衝突して出力する。Grasshopper の Image Sampler コンポーネントをするか」を記録させる。このようにすることで、例えば、検討

用 い て 画像 を任意 の数 で分 割し たポ イント 毎に 明度 を

点からの直線状にオブジェクト A、オブジェクト B の順に配置

Grasshopper 上に読み込ませる（図 9 参照）。最も評価点に近い

可能位置が定義される場合に、オブジェクト A が B よりも手ポイントの明度を風速値に変換し、SET*算出時に用いる。歩行前に配置されるケースやオブジェクト A・B 両方が配置されるするエージェントは SET*に応じて色を変える仕様とした（図ケースでは A が、オブジェクト B のみが配置されるケースで10 参照）。

は B がレイの衝突対象となることを瞬時に判定できる。なお、
本報では IsoVist Ray コンポーネントを 2 つ使い、一方には樹木以外の建物等の情報を判定させ、もう一方では、番号を振られた樹木に対して 1 本ずつ衝突判定を行う(図 5 参照)。予め記録させることで、多目的最適化で都度選定される
図 8 CFD 解析画像

樹木に衝突するレイを

図 9 Image Sampler 画像

瞬時に特定することが可能となる。MRT、SET*の算出は従来方式と同様である。

図 5 衝突判定のポイント

図 10 SET*の可視化

6. まとめ
本研究は Grasshopper を用いた放射解析の最適化の高速化について検討した。新方式の計算時間は従来方式と比べて約 98％短縮した。今後は、エージェントシミュレーションへ組み込み、
図 6 Grasshopper 全体図

4. 従来方式と新方式の比較結果
Grasshopper のプラグインである Wallacei を用いて、既報 1)と同じく個体数 50、世代数 100 として多目的最適化を行った。従
来方式と新方式の最適化結果のパレート解及び解析時間を図 7

環境面を考慮した人間行動について検討する。
参考文献
1) 井森亮太：立体都市公園群による新しい都市空間の設計手法に関する研究 第 3 報 ヴォイド内公園における樹木配置と照明配置の最適化,4051, 2021.6
2) 富樫英介：熱環境計算戯法 version2.2.0, p664-665, 2016.12（河野研究室）角部の曲率半径を考慮した軽量角形鋼管の接触座屈に関する研究
その 1：座屈挙動と座屈耐力
218-060

曽束祐真

1.はじめに
現在、建築構造物における部材間の接合部において、 溶
接や高力ボルトを使用することは標準的な工法になってい

半径 R=6.4mm の丸みを加え、より現実に近い接触状況の座屈解析を行った。

る。この接合部は概ね一体化されていると考えられ、部材に梁材の剛性が異なると梁・鋼管間の接触状況が変化し、全は座屈荷重となる力が確実に伝達される。一方、高力ボルト

体の座屈性状に影響が生じるため、梁せいとする板材の厚を使わず接触程度の組み立てで施工されている際の角形鋼みを 15mm~45mm とし、梁材中央に載荷するための剛体管において、その側面板材の座屈を考慮しなければならなを挿入し、荷重の伝達における過大な局部変形が生じない

い場合、接触による影響は無視できない。本研究では接触のよう設定した。昨年と同様に鋼管側面とコンクリート材の影響を検討する事例として、道路などの側溝に設置するか隙間距離による耐力低下の影響に加え、鋼管の角部の丸み

さ上げ材を取り上げ、数値シミュレーションの手法で座屈による影響を検討するため、隙間距離を 2mm~10mm とし挙動に対する接触の影響を検討する。本論ではコンクリー

た。昨年度は解析上の理由で梁せいが 25mm からの検討でト支持材との接触も考慮し、角形鋼管の外側鉛直プレートあったが、本報はそれよりも小さい 15mm から検討した。

材の高次座屈の検討を試みる。具体的には角形鋼管の角部解析に使用した静摩擦係数は 0.45 とし、鋼材のヤング係の曲率半径が接触に対する影響を考慮して、より現実に近数は2.05 × 105 𝑁/𝑚𝑚2 、コンクリートは𝐹𝐶 21を採用し、ヤい解析モデルを作成した。梁せいの違いによる接触座屈耐

ング係数2.17 × 104 𝑁/𝑚𝑚2 と設定した。

力の低下や座屈モード、座屈荷重を比較検討する。
2.2 解析結果及び考察
図 3 は梁せい 15mm~45mm の場合の梁材中央の載荷点における荷重と変位の関係を示したグラフである。同図から分かるように、梁せい 15mm の場合では、①で一次座屈として角形鋼管の内側側面鉛直プレートのオイラー座屈が確認された。この時、図 2-1 で示しているように、梁の曲げ変形が大きく、載荷梁と角形鋼管上面との接触は内側に集中しているため、載荷した荷重の大半は角形鋼管の内側側
面鉛直プレートが受けているため、角形鋼管の外側鉛直プ
図 1 解析モデルの概要

レートの分担している荷重が小さく、座屈まで至らなかった。一次座屈の後、変形の増加によって、角形鋼管外側の角2.数値解析

部の接触も成立し、②において、二次座屈として外側側面鉛2.1 解析概要

直プレートのオイラー座屈も生じた。一方、梁せい 35mm

汎用プリポストシステム HyperMesh を用いて解析モデル

以上のケースでは、載荷梁の曲げ変形が小さく、内側側面鉛を作成し、汎用解析ソフト Abaqus を用いて数値解析を行っ直プレートの座屈が生じる前に角形鋼管外側の角部の接触た。解析モデルは図 1 のように 2 つの支持材である鋼管のも成立し、③において、内側鉛直プレートと外側鉛直プレー

上に荷重を伝達する梁が設置され、梁材と支持材間は接触

トがほぼ同時に座屈に至った(図 2-2)。この場合、図中の一の関係にある。梁は本来グレーチング材であるが、解析を容次座屈と二次座屈は同じポイントとなっている。二次座屈

易に行うために、断面二次モーメント I が等しくなるようの発生後、耐力としての荷重が一時低下するが、外側鉛直プ

板材の厚みを調整しモデルを作成した。かさ上げ材である

レート材の変形が増大し、側面のコンクリート材と接触す

角形鋼管と、その側面から下部にかけてのコンクリート支ることにより、座屈による変形が制御される(図 2-3)。その持材、及びかさ上げ材の角形鋼管との間に解析上の接触を結果、外側鉛直プレート材とコンクリート材の間に摩擦が設け、座屈挙動のシミュレーションを行う。数値解析では梁生じることで、再び角形鋼管の耐力が増加し、最大耐力とな材、コンクリート材を弾性材、鋼管は弾塑性の STKR400 材

る④で外側鉛直プレート材が三次座屈し、その後再び耐力の真応力-真ひずみ関係を使用する。解析モデルについては、が低下していく。

図 1 に示す鋼管材□-55×40×3.2 の断面をラーメンとして用い、奥行きを 80mm と設定した。さらに鋼管の角部には、の軸力の度合いを示している。
また、表 1 にあるように、三次座屈荷重では、隙間距離が 2mm と 10mm のいずれの場合でも、三次座屈荷重＞二次座屈荷重となるが、隙間距離により最大耐力が大きく変化することが分かる。これは図 5 のように隙間距離が大き
図 2-1

一次座屈

図 2-2

二次座屈

図 2-3

二次座屈後

くなるにつれ、部材間の接触面が小さくなることも原因であると考えられる。
表 1 座屈荷重一覧

④

①

④

②

③

梁せい 35mm

梁せい 15mm
④

④

隙間距離
④
③

④

2mm 隙間距離

5mm

隙間距離

10mm

図 5 各隙間距離における三次座屈

③

3.まとめ
本研究では、座屈耐力に対する接触の影響を検討する

梁せい 40mm

梁せい 45mm

図 3 各梁せいの変位-荷重関係

ため、鋼管断面材の座屈問題を取り上げ、角形鋼管外側の鉛直プレート材とコンクリート支持材の隙間距離、及び梁せいの板厚を変化させたモデルを作成し、接触における座屈耐力の変化を数値解析で検討した。その結果、次のことが言える。
(1) 一次座屈後の耐力低下は、昨年度は数多くのケースに見られたが、今年度は梁せいが小さいケースにしか見られなかった。
(2) 解析結果より、梁せいが 35mm 以上になると、一次
座屈と二次座屈が同時に生じることが分かった。

隙間距離 2mm

隙間距離 5mm(3) 二次座屈後の耐力低下は、昨年度よりもかなり小さくなったが、座屈耐力の値は小さくなっていた。梁せい 45mm、隙間距離 10mm のケースで昨年度の結果と比較すると、耐力低下は 0.14 倍、二次座屈荷重は0.34 倍となっていた。
(4) 二次座屈後、外側鉛直プレートがコンクリート支持材と接触することで再び耐力が増加し、得られた最隙間距離 10mm

大耐力はいずれのケースも二次座屈耐力を上回った。
また、隙間距離が 5mm のケースでは二次座屈耐力

図 4 梁せい 15~45mm における変位-応力関係の 2.5 倍の最大耐力が期待でき、隙間距離が過大で表 1 に梁せい 15mm~45mm における一次・二次・三次

ある 10mm のケースでも、二次座屈耐力の 1.3 倍の座屈が生じたときの荷重をまとめた。この表より、梁せいが小さい場合の二次座屈耐力が少し低下していることがわかる。これは一次座屈後における角形鋼管の内側側面鉛直プ
レートの耐力低下が影響していると考えられる。図 4 はその内側側面鉛直プレートの耐力低下を示している。同図の
縦軸は内側側面鉛直プレートの応力度、つまり部材として最大耐力が期待できることが分かった。
参考文献(1)小森智央：「接触を考慮した軽量角形鋼管の座屈耐力に関する研究」、大阪工業大学卒業論文集 2020 年(2)井上一郎：「建築鋼構造の理論と設計」、京都大学学術出版会、2003 年(3)若林寛：「鉄骨構造学詳論」、丸善株式会社、1985 年(4)社団法人日本鋼構造協会：「わかりや
すい鉄骨の構造設計」、技報堂出版株式会社、2013 年(林研究室)

角部の曲率半径を考慮した軽量角形鋼管の接触座屈に関する研究
その２：有効長さと等価長さ218-052

佐々木嘉彦

1.はじめに
本報における角形鋼管の検討事例及び検討手法などについては、同研究その 1 と同様なので、その 2 では省略する。
ただし、載荷梁に伝わる荷重はかさ上げ材の軽量角形鋼管の長さより小さく、座屈荷重を算定する場合、接触の影響を考慮する必要の他、一次以降の座屈を含めた座屈挙動に対する角形鋼管の有効長さも必要となってくる。本報では昨拡張 100mm 以上
拡張 80mm
図 2 最終座屈モード

2.2 解析結果及び考察年に続き、この有効鋼管長さの検討に対して、鋼管の角部に

図 2 は最終座屈である三次座屈の座屈モードを示してい丸みを加えたことによる影響を、弾塑性数値解析で検討しる。拡張 30mm では、拡張なしと比較すると、鋼管の外側てみる。

鉛直プレートにおける拡張された端部（奥行方向の中心から 130mm）の座屈モードは三次座屈まで到達せず、二次座屈後のコンクリート材との接触までの変形にとどまっている。また拡張 50mm、拡張 80mm では拡張部分の端部の変形が小さくなり、コンクリート材との接触まで到達せず、拡張 100mm では座屈変形がほとんど見られなくなった。図3、図 4 はそれぞれ拡張なし～100mm と拡張 100mm～
230mm の場合の角形鋼管拡張側端部の外側鉛直プレートの鉛直変位と応力度の関係を示したグラフである。①は鋼
管拡張側端部の内側鉛直プレート及び外側鉛直プレートで
図1

生じる一次・二次座屈を示しており、本研究ではどの拡張ケ

解析モデルの概要

2.数値解析

ースでも一次・二次座屈がほぼ同時に生じた。②では二次座

2.1 解析概要

屈直後は外側鉛直プレートの横方向変形が増大し、コンク

解析には、その 1 の研究と同様のデータ処理システムやリート材と接触することで摩擦が生じ、耐力が再び増加す解析ソフトを用いて数値解析を行った。図 1 は使用した解る。③は最大耐力であり、鋼管の外側鉛直プレートの三次座

析モデルを示している。研究その 2 では奥行き 200mm の屈を示している。三次座屈後はプレートとコンクリート材

解析モデルの 1/2 を基準モデルとして、角形鋼管の奥行方と の 接触面積が 減少すること で 耐力が低 下する。拡張

向長さを 1 倍の 100mm（拡張なし）から 3.3 倍の 330mm

30mm までは、二次座屈後に耐力が低下するが、拡張 50mm

（拡張長さ 230mm）まで変化させた。載荷梁の梁せいを以降の耐力低下はほとんど見られなかった。図 4 からは、40mm で設定し、梁材の中央には載荷するための剛体を挟拡張 100mm の応力度が一次座屈応力度の値に到達しておみ、荷重の伝達において過大な局部変形が生じないようにらず、以降はさらに応力、変位ともに減少していることから、している。本研究では有効鋼管長さを検討するために、昨年

鋼管の拡張側断面の鉛直プレートに座屈変形が生じていな度より基準モデルの奥行きを増やし、角形鋼管角部の曲率いことが読み取れるので、角形鋼管の座屈耐力の有効鋼管半径を考慮することで、より現実味のあるモデルとして設長さは、拡張 100mm の長さであると推測できる。図 4、5定し、この基準モデルから幅（鋼管長さ）を拡張していく。

はそれぞれ拡張なし～100mm、拡張 100mm～230mm の鋼管の外側鉛直プレート材とコンクリート支持材の隙間距

載荷梁の載荷点の変位と荷重の関係を示したグラフで、こ離は、接触面積がより大きくなる 2mm のみで検討した。解れらの図にも図 2、3 と同様の結果が読み取れる。

③

析には研究その 1 と同じ設定値を使用した。

①

拡張なし

拡張 30mm

拡張 50mm②

図 3 変位―応力関係拡張 2.0 倍以上は同程度の結果のためまとめて記入した。
また、図 5 は表 3 をグラフ化したもので、各座屈時の等価
長さの増加率を比較すると、昨年度の結果と逆の傾向を示し、三次座屈よりも一次・二次座屈の増加率の方が大きくなることがわかった。これらの結果を用いて、各座屈における拡張長さ倍率と等価鋼管長さ倍率の関係について、以下の式が提案できる。
図 4 変位―応力関係

一次・二次座屈（𝛼：拡張倍率,𝛽:等価長さ倍率）
𝛽 = −0.562𝛼 2 + 2.040𝛼 − 0.477(1)

𝛽 = −0.464𝛼 2 + 1.621𝛼 − 0.148

(2)

三次座屈
ただし、𝛼 ≥ 1 , 𝛽 ≥ 1とする。
表 3 拡張及び等価長さ倍率一覧
拡張倍率

1.0

1.3

1.5

1.8

2.0 以上等価長さ倍率

1.00

1.22

1.33

1.36

1.36

1.00

1.20

1.23

1.25

1.25

(一次・二次)図 5 変位―荷重関係

等価長さ倍率(三次)

図 6 変位―荷重関係

表 1 は、解析で得られた拡張なし～100mm までの一次座
図5

屈・二次座屈耐力を、表 2 は拡張 100mm～230mm の三次座屈耐力を示したものである。拡張 100mm 以降はそれぞ

拡張長さ―等価長さ関係

3.まとめ

れの表でほぼ同程度の結果となったため、まとめて記入し本研究では鋼管断面材の座屈問題を取り上げて、角形鋼た。表 1 の一次座屈、二次座屈と表 2 の三次座屈ともに拡管とコンクリート支持材との接触を考慮し、鋼管長さを変張 30mm で耐力の増分が最も大きくなり、それ以降も鋼管化させた解析モデルを用いて、鋼管の拡張幅による影響をの耐力は増加するが、増加率は減少しているため、拡張

数値解析で検討した。その結果以下のことが言える。

30mm までは拡張の影響を大きく受けていると言える。増(1) 拡張 100mm 以降の解析結果は耐力の増加が微小であ加率の減少に関しては、前述の図 2 からもわかる通り、鋼ることから、梁せい 40mm で梁幅 100mm の基準モデ

管長さの拡張 50mm からは、鋼管の拡張側断面までの変形

ルの 場合の角形鋼 管の 最大有 効鋼管長さ は 、拡張が小さくなり、それに伴い鋼管全体でのコンクリート材と100mm であると言える。

の接触面積の増加も少なくなることによって、鋼管全体の(2) 各拡張ケースでの等価長さの倍率は三次座屈よりも一耐力の増分も小さくなることが原因であると考えられる。

次・二次座屈のほうが大きく、拡張の影響を大きく受

一次・二次・三次座屈のすべての耐力において、拡張 80mm

けている。
(3) 拡張なしの基準モデルの解析値を用いることで、角形～100mm の耐力は、わずかな差しか生じなかった。
表1

鋼管の最大等価長さを求めた。一次座屈及び二次座屈座屈荷重(kN)一覧

拡張

なし

＋30

＋50

＋80

+100 以上

一次座屈

57.0

69.7

75.4

77.6

77.8

二次座屈

57.0

69.9

75.4

77.6

77.8

時は約 1.4 倍、三次座屈時は約 1.3 倍となる。さらに等価長さ倍率についての算定式を提案した。
参考文献

拡張

なし

＋30

＋50

＋80

+100 以上

三次座屈

143.6

171.7

175.6

178.7

178.8

(1）高瀬和幹：「角形鋼管の接触座屈挙動における有効鋼管長さに関する研究」、大阪工業大学卒 業論文集 2020 年 （2）井上一郎：「建築鋼構造の理論と設計」、京都大学学術出版会、2003 年 （3）若林寛：「鉄骨構造学詳論」、丸善株式会社、1985 年 （4）社団法人日本鋼構造協会：「わかりやすい鉄鋼の構造設計」、技報堂出版株式会社、2013 年

表 3 は一次・二次座屈と三次座屈の拡張長さ倍率と鋼管（林研究室）

表 2 座屈荷重(kN)一覧の各座屈における等価長さ倍率の関係を示したものである。

Momentum 法を用いた空調 CFD パーツのモデリング
第１報 2 種類の構造格子系ソフトウェア使用時における 4 方向吹出し気流の性状比較
218-063
1.背景・目的(共同研究者

高田 晃矢

218-102

藤木 竜也)

114.58N/m3。簡易モデルでは水平方向 42.40N/m3、鉛直方向

空調の吹出し口近傍を精密に再現すると格子数が増加

34.37N/m3。これらの運動量の差を成分ごとに求め、簡易モ

し易い。そこで、吹出し口から少し離れたところに体積力

デルに体積力として与えることで、詳細モデルと同じ総運を与える Momentum 法 1)を用いることで、さほど格子数を増動量としての解析を行うことができる。体積力の計算式をやさずとも、気流性状を適切に再現することが可能となり

式①、式②に示す。
ρuh2A〔N〕÷V〔m3〕=ρuh2A/V〔N/m3〕…式①
ρuv2A〔N〕÷V〔m3〕=ρuv2A/V〔N/m3〕…式②得る。Momentum 法のように特殊な手法を扱うには経験が必要であるが、ノウハウそのものを空調機器と一体化した
CFD 用のパーツとすることで、より多くの技術者・設計者
による解析が可能となり得る。こうした考えのもと、空気

ρ: 空気密度[kg/m3]

uh.uv:吹き出し風速[m/s]Ⅴ:1 つのセルの体積[m3]2

Ａ: 吹出し面積[m ]

調和・衛生工学会 CFD パーツ適用性検討小委員会 CFD パ

表１ーツ仕様 WG では、CFD 解析において空調機器の吹出し気流を再現する CFD パーツについて開発を進めている。

解析条件

3.35m

本研究では、比較的少ない格子数でも空調時における気流性状を適切に再現可能とするために、Momentum 法での体積力の与え方について検討して、最終的には CFD パーツとして整理する。
本年度は、CFD パーツ化用に少ない格子分割で空調機器
図1

解析領域
0.015m2 種類の構造格子系ソフトウェアを用いて解析し、その結吹出し口果を比較する。
第 1 報では既往研究 2),3)を基に 4 方向カセット型ディフ

0.05m

や空間を再現した場合についての一次風上、QUICK 解析を

ューザー空調機を対象に解析を行う。Momentum 法を組み込んだ CFD パーツが移流項差分スキームの種類やソフトウェ

0.5m

0.21m

アの違いによりどの程度解析結果の傾向に影響するかに

0.015m

0.95m

ついて基礎的知見を得る。
図 1 に解析領域を示す。(X)4.5m×(Y)6.7m×(Z)2.7m の吹出し口

室内を対象とし、X=1.8m、Y=3.35m の位置に 4 方向カセッ

体積力

0.1m

1)詳細モデル(格子数 2,653,280)0.05m

2.解析概要

トディフューザーを設置した。表 1 に解析条件を示す。解析領域および空調機モデル、解析条件については既往研究
2),3)を基に作成している。
図 2 に空調機近傍の詳細を示す。

0.5m

側面と下面端それぞれに流出境界、下面中央に流入境界を0.175m

0.05m

0.95m

設けることで、それぞれ吹出し口・吸込み口を再現してい2)簡易モデル(格子数 121,280)

る。吹出し口の面積を 0.0075m2 としたモデルを「詳細モデ2ル」、0.025m に拡大し体積力を与えたモデルを「簡易モデ

図2③42.40[N/m3]

ル」と称する。
3. Momentum 法の適用
図 3 に Momentum 法を用いて与える体積力を示す。

空調機近傍詳細(縮尺は 1)と 2)で異なる。)
1.32[m/s]

4.39[m/s]
吹出し口

吹出し口

3.95[m/s]

1.19[m/s]④34.37[N/m3]

Momentum 法では格子を粗くした際に不足した（単位時間・単位体積あたりの）運動量を吹出し直下のセルに体積力と

①―③
不足運動量
98.93[N/m3]②114.58[N/m3]①141.33[N/m3]

②―④
不足運動量
80.21[N/m3]③42.40[N/m3]④34.37[N/m3]

して与える。本解析の詳細モデルと簡易モデルの総風量

①―③
不足運動量
98.93[N/m3](900m3/h)は等しい。詳細モデルの運動量は、吹出し面積、

②―④
不足運動量
80.21[N/m3]

風速から換算すると水平方向 に 141.33N/m3 、鉛直方向

図3

Momentum 法で付与する体積力

[m]4.格子分割に関する検討
Momentum 法の適用に当たり、既報 3)(の caseD’)では空

1.20ｍ

1.76ｍ

0.5m/s0.5m/s間全体を 0.1m の等分割とした。これを「従来型格子」とする。本報では従来型格子の吹出し口近傍第 2 格子までをそれぞれ 2 倍に分割した。これを「改良型格子」とする。図4 に格子の違いによる到達距離比較を示す。到達距離(気流

改良型格子

従来型格子

が 0.5m/s となる距離)は従来型格子で 1.2m、改良型格子で

図41.7m となった。詳細モデルの到達距離が 2.07m であり、改格子の違いによる到達距離比較
表2良型格子での結果の方が近い。以降は改良型格子を用いる。

解析ケース

FlowDesigner

5.解析ケース
詳細モデルと簡易モデルを対象として、移流項差分スキ

scSTREAM

ケース名

case1 case2 case3 case4

ケース名

case1

case2

case3

case4

モデル

詳細

モデル

詳細

簡易

詳細

簡易

解析スキーム

簡易

1次風上

詳細

簡易

QUICK

解析スキーム

1次風上

QUICK

Y=0.9[m]Y=2.4[m]ームを 1 次風上と QUICK とした計 4 通りを行う。㈱アドバ
ンスドナレッジ研究所製 FlowDesigner2021 を用いる場合
を FD、MSC Software Corporation 製 scSTREAM を用いる場
合を ST とする。解析ケースを表 2 に示す。
6.解析結果図 5 に鉛直面風速分布を示す。1 次風上の解析結果を見Y=0.9[m]ると、詳細モデル同士(case1)、簡易モデル(case2)で FD とY=2.4[m]

QUICK

1 次風上

ST の結果を比較すると傾向は概ね一致する。図 6 の風速プ

図6

ロファイルを見ると、Z=2.0m 付近の風速は概ね詳細モデル

風速プロファイル

図 6 の風速プロファイルを見ると Y=0.9m では、Z=1.4mの方が簡易モデルの結果よりも大きいが Z=1.4m 以下では、以下において詳細モデルと簡易モデルの違いはあまりな

あまり違いがない。
次に QUICK の解析結果を見る。詳細モデルでは、FD と ST
で吹き出し角度が異なる。QUICK は 1 次風上に比べ数値粘い。Y=2.4m では FD と ST の指向性の差が顕著に現れる。
7．まとめ性が小さく気流が拡散し難い。この拡散の程度に両ソフト

本報では 4 方向カセットディフューザーを対象に、移流ウェアの特性があり体積力とは関係の無い差がある。簡易

項差分スキームの種類やソフトウェアの違いによる傾向

モデルでも気流の指向性については同様の差が見られる。

についての検証を行った。QUICK スキーム使用時には詳細

ただし、FD も ST も簡易モデルでは QUICK の方が 1 次風上モデルと簡易モデルとで吹出し気流の角度に幾らか違いの場合よりも吹出し気流が下向き傾向となる。簡易モデルが見られた。

では空調機側面に下向きの体積力を与えているが、QUICK

参考文献
1)

では一次風上に比べると下向きの運動量が拡散しづらく、
2)

吹出し角度が下向き寄りになったと考えられる。

3)

(m)

中井、桃井ら、ライン型ディフューザーを用いた室の CFD 解析手法に関する研究 （その６）ダブル
ラインディフューザーにおける気流性状の把握と簡易解析手法の検討,空気調和・衛生工学会大会学術講演論文集[2016.9.14〜 16（鹿児島）]
五島、酒井ら、4 方向カセット型ディフューザーの CFD パーツ化に関する検討,空気調和衛生工学会
大会学術講演論文集[2017.9.13 〜 15（高知）]
石田、Momentum 法を用いた CFD パーツのモデリング,空気調和・衛生工学会大会学術講演論文集[2020.9.15 〜 17（福島）]

吹出しからの距離 Y[m](m)

高さ Z[m](m)

風速プロット位置

FD case1

FD case2

FD case3

FD case4

ST case1

ST case2

ST case3

ST case4

1 次風上詳細モデル

1 次風上簡易モデル

QUICK 詳細モデル

QUICK 簡易モデル(m/s)

図 5 鉛直面風速分布(河野研究室)Momentum 法を用いた空調 CFD パーツのモデリング
第２報 ライン型ディフューザー周辺の格子分割に関する基礎検討
218-102

藤木 竜也 （共同研究者

218-063

高田晃矢）

1． 背景・目的第１報では､4 方向カセット型ディフューザーを対象に

3． Momentum 法の適用

CFD パーツ化に関する知見を得た｡本報では､ライン型ディ

CFD 解析で格子が粗くなると吹出し面積は大きくなるが､フューザーを対象に CFD パーツ化に向けて､構造格子の基で風量を変えないことにより､吹出し速度が減少する｡吹出しの格子分割の方法の要所について検討する｡

速度の減少で不足する運動量を体積力として与える｡表 2 に

2． 解析概要

Momentum 法を用いて付与する体積力の値を示す｡体積力は

格子分割は構造格子とし､FlowDesigner(以下 FD と省略)と scSTREAM(以下 ST と省略)で解析を行った。表 1 に解析条件を示す｡図 1 に解析領域を示す｡(X)3.6m×(Y)0.3m×(Z)3.0m の天井面と床面を壁面境界､周囲４面を対称面境界

既往研究 1)を基に式(1)(2)より算出した｡
𝜌𝑢2 𝐴〔N〕÷ 𝑉〔𝑚3 〕= 𝜌𝑢2 𝐴/𝑉〔N/𝑚3 〕…(1)(垂直面の場合)
𝜌𝑤 2 𝐴〔N〕÷ 𝑉〔𝑚3 〕= 𝜌𝑤 2 𝐴/𝑉〔N/𝑚3 〕…(2)(水平面の場合)
𝜌：空気密度〔kg/𝑚3〕 𝑢, 𝑤：法線方向速度[m/s]
A：吹出し面積[𝑚2]V：1 つの格子の体積[𝑚3]表2として､X･Y 方向に連続することを想定する｡天井面の中央部にライン型ディフューザーを設置した｡解析領域両端部

体積力等計算表

吹出し寸法(X-Z断面)(小)50mm×50mm(中)100mm×50mm

吹出し口の設置位置

水平面

垂直面

水平面

垂直面

水平面

垂直面

X

X

X

X

X

X

成分の方向

Z

Z

Z

(大)100mm×100mm

Z

Z

Z

0.050

0.050

0.100

0.050

0.100

0.100

0.900

0.900

0.900

0.900

0.900

0.900

吹出し幅

m

吹出し流量

m /min

吹出し速度成分(u,w)

m/s

吹出し角度

°

-45

-45

-90

0

-90

0

吹出しのK値

m /s

2

20.03000

0.03000

0.00375

0.01500

0.00375

0.00375

吹出しのε値m /s

2

30.017080.01708

0.00038

0.00604

0.000380.00038

体積力セル厚みm

なし

0.05000.10000.10000.1000体積力セル体積m3

なし

0.00150.00150.00300.0030流入運動量

N

50 ㎜×50 ㎜とした詳細な吹出しではでは斜め 45 度下方に不足する運動量Nなし

0.018 0.009 0.000 0.018 0.018 0.009 0.009 0.018

体積力

N/m3

なし

12.0

吹出し､簡略化し 100 ㎜×50 ㎜､100 ㎜×100 ㎜とした吹出

4． 格子分割
解析ケースを表 3 に示す｡に流出境界を設定して吸込みを再現している｡吸込み流量は均等に吹出し流量の半分ずつとする｡解析領域および吹出し､吸込みについては既往研究 1)を基に作成している｡
図 2 に吹出し近傍詳細 X-Z 断面図を示す｡吹出し寸法をしでは吹出し面の法線方向に吹出し､直後のセルで体積力を与えている｡吹出し風量は均等に半分ずつとした。

3

1.000 1.000 1.000 1.000 0.000 0.500 1.000 0.000 0.000 0.500 0.500 0.000

0.018 0.018 0.018 0.018 0.000 0.009 0.018 0.000 0.000 0.009 0.009 0.000
6.0

0.0

12.0

6.0

3.0

3.0

6.0

標準格子(ケース②)は､既往研究 1)に準じた格子分割として 50mm 毎に全体を格子分割し､さらに吹出し近傍から外側

45 度に向かって 12.5 ㎜､25 ㎜から 50 ㎜と段階的に X 方向に分割する｡詳細格子(ケース①)は標準格子の最小間隔である

45 度

12.5mm 幅で奥行方向も含めて均等に格子分割する｡
50 ㎜×50 ㎜

簡易格子(ケース③､ケース⑤)は､100 ㎜幅で全体を均等に格子分割する｡なお､ケース③は吹出し高さが 50 ㎜のためケース⑤よりも天井面から 50 ㎜下の格子線が 1 本多い｡簡

100 ㎜×50 ㎜ 100 ㎜×100 ㎜
図１

図2

解析領域
表1

解析ソフト

吹出し近傍詳細 X-Z 断面図

し近傍を､X 方向の中央 300 ㎜の範囲と､Z 方向の天井下 100㎜(ケース④)､200 ㎜(ケース⑥)の範囲を集中的に分割した｡

解析条件

FlowDesigner2021

易格子［部分集中］(ケース④､ケース⑥)は､簡易格子の吹出

表3

STREAM2021.1

解析ケース表解析領域

3.6m(X)×0.3m(Y)×3.0m(Z)ケース

吹出し寸法(X×Z)

乱流モデル/アルゴリズム

標準k-εモデル / SIMPLEC①(小)50mm×50mm

詳細格子1,658,880 (288×24×240)

標準格子67,680 (94×12×60)

移流差分スキーム
不足緩和係数流入境界条件壁面境界条件

格子パターン

総格子数

HYBRID/QUICK(本梗概ではQUICKのみ)②(小)50mm×50mm

ＦＤ①②とＳＴ①～⑥は0.85、その他はデフォルト③(中)100mm×50mm 簡易格子

3,441

(37×3×31)

k=3/2(Vin･kin)2[m2/s2]④(中)100mm×50mm 簡易格子[部分集中]

4,554(46×3×33)

ε=0.093/4×k3/2/Lin[m2/s3]⑤(大)100mm×100mm 簡易格子

3,330

(37×3×30)

天井・床以外の壁面はすべてFree-slip⑥(大)100mm×100mm 簡易格子[部分集中]

4,968(46×3×36)

5． 解析結果 図 3 上部に FD､下部に ST の解析結果を示す｡

吹出し口

まず､FD と ST ともに詳細格子(ケース①)と標準格子(ケース②)とはそれぞれ同様の気流性状となる｡標準格子の有効性が確かめられた｡
次に､既往研究 1)に準じて簡易格子としたケース③を確か

100 ㎜
12.5 ㎜間隔
25 ㎜間隔100 ㎜

FD ケース②FD ケース①

める｡FD では吹出し直後に気流が拡散する｡ST では気流の拡
散は FD ほど見られないが､吹出し角度がほぼ水平方向となる｡FD､ST 共に気流性状としては上手く再現できていない｡
ケース③から後述のケース⑥まで全体的に FD よりも ST

25 ㎜間隔の結果で吹出し直後の気流性状に強い指向性がみられる｡

体積力

FD の仕様では体積力が格子の風下面でのみ与えられるのに25 ㎜間隔対して､ST の仕様では風上･風下面に振り分けて与えられる

FD ケース③FD ケース④

ため拡散が抑えられるものと考えられる｡
吹出し近傍の格子分割を部分的に増やすことで改善できるのではと考えケース④を試みた｡FD では気流の拡散は幾らか抑えられたが､吹出し風向は水平寄りの斜め方向とな
25
25㎜間隔
㎜間隔

る｡ST でも同様の傾向を示した｡
吹出し気流が水平寄りとなるのは吹出し寸法 100mm×50
FD ケース⑤㎜でありが垂直面と水平面で吹出し面積が異なるためと考FD ケース⑥

え､ケース③を基に 100mm×100mm の吹出し寸法に変更した
吹出し口

ケース⑤を試みた｡FD と ST ともに吹出し風向が 40 度程度まで再現され､FD では拡散も幾らか抑えられた｡
ケース④と⑤を併せたケース⑥の結果では､FD と ST ともに吹出し風向が 45 度に近づき､FD はより拡散が抑えられた｡
吹出し形状を簡略化する際に､吹出し直後の体積力及び100 ㎜
12.5 ㎜間隔
25 ㎜間隔100 ㎜

ST ケース①

ST ケース②

その直後のセルを集中的に格子分割することで、比較的粗い格子分割でも気流性状を再現することができた｡

6． まとめ本報では､ライン型ディフューザーに Momentum 法を用いて､少なめの格子で再現した場合の気流性状の再現性につ

25 ㎜間隔体積力
25 ㎜間隔いて 2 種類の構造格子系ソフトウェアで検証した｡
斜め吹出しの吹出し形状を簡略化する際には、2 面の吹出ST ケース③

ST ケース④

し面積を均等として、簡略化する。また、吹出し直後の体積力およびその直後のセルを集中的に格子分割することで比較的粗い格子分割でも気流性状を再現することができた。
謝辞

25 ㎜間隔

本研究の解析にあたり､福井大学の桃井 良尚 氏､㈱アドバンス
ドナレッジ研究所の桃瀬 一成 氏､平木 康隆 氏に､多大なるご助
言・ご協力を頂きました｡ここに感謝の意を表します｡
参考文献
1)

桃井良尚､河野良坪「空調吹出し気流の CFD モデリング手法とラインディフューザーへの適応例」
Clean Technology 2021 年 9 月号（pp.22-26）

ST ケース⑤
速度(m/s)0.00

図3

ST ケース⑥
1.00

2.00

鉛直面風速分布(Y=0.15m)(河野研究室)杭を有するフーチング基礎の耐震性能評価及び耐震補強に関する研究
その１

実験概要
218-070

1.

345

はじめに

350

田中

稜真

405

350

140

フーチングは柱や壁を支え上部荷重を地盤へ伝える版状構造である。フーチングは通常梁部材とみなしており、
1125

許容応力度以内に収めるとともに、剛体とみなせる必要厚さを十分に確保する設計によりその断面余剰耐力が大きい。しかし、2016 年に発生した熊本地震 1）では杭を有する
フーチング基礎の被害が確認されており、既存フーチング

（2）橋脚

A

基礎に対する補強必要性が挙げられている。また、フーチ

1100

270

に関する更なる検討が不可欠である。特に、杭を有するフA

ーチング基礎構造の載荷実験の事例が少なく、杭の本数な

250

250

ングの損傷メカニズムは非常に複雑であり、地震時の挙動（3）杭どがフーチングの耐震性能に及ぼす影響においても不明（1）試験体立面

確な点が多い。そこで、本研究では杭の本数と補強の有無（4）フーチング（A-A）（a）断面詳細図

をパラメータとするフーチングの静的載荷実験を行い、杭1100の本数が破壊形状に及ぼす影響や炭素繊維グリッドによる補強効果を調査する。本報（その 1）では試験体設計及1100

び測定計画などの実験概要について報告する。
2.1

試験体設計

試験体 1 と 2 は杭の本数、試験体 1 と 3 は炭素繊維グリ(c)補強詳細図

1100

ッドによる補強の有無をパラメータとし、約 1/5 スケール

1100

試験体概要

200

2.

200

である。フーチングの平断面は 1100mm×1100mm、高さは250mm であり、上端筋に D6@100（SD295A、両方向同様）、
250

下端筋に D13@100（SD295A、両方向同様）を使用している。杭の配置（載荷方向×直角方向）は試験体 1 と 3 が 2×2（計 4 本）、試験体 2 が 2×3（計 6 本）であり、直径と高さがそれぞれ 140mm と 275mm の鋼管杭とする。炭素繊維グ（b）配筋伏せ図

リッドによる補強はフーチングの上面と側面にプライマーを塗布した後、炭素繊維グリッドをアンカーで固定し、
表1
部材名称

橋脚

項目

試験体詳諸元一覧
試験体 1

試験体 2
1125×350×290

主筋

22-D192×22×3

寸法（mm）

Φ140

主筋

8-D16

せん断補強筋D6@50
1100×1100×250

1100×1130×265

上端筋

D6@100

下端筋

D13@100

補強有無

2×2

1100×1100×250

寸法（mm）
補強後寸法（mm）

試験体 3

D10@50

せん断補強筋

フーチング

試験体の詳細図

寸法（mm）

載荷×直角方向
杭（c）補強伏せ図

図1

無

有

4.

更に上からモルタルを塗布して完成する。また、炭素繊維

まとめ

グリッドは載荷方向と直角方向にそれぞれ 50mm 間隔であ

本報（その 1）では、試験体設計概要および実験計画にる。
橋脚は断面が 350mm×290mm、高さが 1125mm である。

ついて報告した。次報（その 2 とその 3）では、杭の本数

尚、コンクリートの設計基準強度は 24N/mm2 である。他のが破壊メカニズムや耐震性能に及ぼす影響と炭素繊維グ試験体概要においては表 1 の試験体諸元一覧に示す。

リッドによる補強効果について報告する。

2.2

参考文献

材料特性

材料特性を表 2 に示す。コンクリートの圧縮強度は

1）国土交通省国土技術政策総合研究所、国立研究開発法人

44.2N/mm2 で、ヤング係数は 2.5×104N/mm2 である。また、土木研究所：平成 28 年（2016 年）熊本地震土木施設被害調査報告、国総研資料第 967 号（土研資料第 4359 号）、

2

モ ル タ ル の 圧 縮 強 度 は 63.1N/mm で 、 ヤ ン グ 係 数 は
4

2

5

5

2

2

2

2.1×10 N/mm である。鉄筋のヤング係数は 1.9×10 N/mm ～2017 年 3 月

2.1×10 N/mm であり、降伏強度は D6 が 458N/mm 、D10 が（a）コンクリートとモルタル

また、補強材の引張強度は 1.8×103N/mm2 で、ヤング係数は

項目

圧縮強度

ヤング係数

コンクリート

44.2

2.5×104

モルタル

63.1

2.1×104

1.1×105N/mm2 である。
3.

実験計画

3.1

載荷計画

材料特性（単位：N/mm2）

表2388N/mm2、D13 が 346N/mm2、D16 が 393N/mm2 である。

（b）鉄筋と補強材強載荷装置と載荷スケジュールを図 2 に示す。本実験では鉛直方向には荷重を加えず、水平方向のみで変位制御によ

項目

降伏強度

引張強度

ヤング係数

る一方向の繰り返し載荷を行う。また、試験体のフーチン

D6（SD295）

458

561

1.9×105

グ上端筋が降伏するときの水平変位 y を基準とし、1y、2y、D10（SD345）

388

548

2.0×105

3y、4y、5y、6y のように目標変位を設定し、安全限界に達D13（SD295）

346

476

2.1×105するまで載荷を行う。ここで、各目標変位での繰り返し回

D16（SD345）

393

538

2.1×105

補強材―

1.8×103

1.1×105

数は 1 回とする。
3.2

計測計画

本実験では載荷荷重、鉄筋と補強材のひずみ度および変位を計測する。図 3 と図 4 に試験体鉄筋のひずみゲージ貼
り付け位置を示す。ここで、試験体は載荷方向に対して対称となっているため、予備解析結果に基づきひび割れが集775

中すると予想される引張側の片側にのみにひずみゲージ
変位を貼り付ける。試験体 1 と 3 は上端筋に 46 枚、下端筋に載荷方向

10 枚のひずみゲージを貼り付ける。試験体 2 は上端筋に 34

8y枚、下端筋に 8 枚を貼り付ける。図 5 に補強材のひずみゲ

6y

7y
5y

ージ貼り付け位置を示す。炭素繊維グリッドには上端筋の4y

ひずみ度計測計画に応じて 34 枚のひずみゲージを取り付3yける。図 6 に変位計の取り付け位置を示す。変位計は主に

1y

2y

1

変位が大きく発生するフーチング上面と載荷方向の側面

2

3

4

5

6

7

サイクル数

に配置し、試験体の反りやすべりなどを計測する。
図2

載荷装置と載荷スケジュール

H10_n

H10

H10_n

H9_n

H9

H9_n

H8_n

H8

H8_n

H7_n

H7
H6

H7_n

H6_n
H5_n

H6_n
H5_n

H4_n

H5
H4

H3_n

H3

H3_n

H2_n

H2

H2_n

H1_n

H1

V10_n V8_n
V6_n
V4_n
V2_n
V7_n
V5_n
V9_n
V3_n
V1_n

図 3 上端筋のひずみゲージ

V10

V8
V9

V6
V7

V4
V5

V2
V3

H4_n

H1_n
V10_n

V1

図 4 下端筋のひずみゲージ

V8_n

V9_n

V6_n

V7_n

V4_n

V5_n

V5_n

V4_n

V3_n

V2_n

V1_n

V2_n

V3_n

V1_n

図 5 補強材のひずみゲージ

図 6 変位計配置図（権研究室）

杭を有するフーチング基礎の耐震性能評価及び耐震補強に関する研究
その 2 杭の本数がフーチングの耐震性能に及ぼす影響
217-156
1.

山口

祐輝

はじめに

本報（その 2）では、前報（その 1）で紹介した杭の本数をパラメータとする試験体 1 と 2 の実験結果について報告
し、杭の本数がフーチングの破壊性状や耐震性能に及ぼす影響について考察する。
2.

実験結果

2.1

破壊性状および荷重-変形関係（a）試験体 1（b）試験体 2
図 1 載荷ステップ 6y 時の損傷状況

試験体 1 及び試験体 2 の載荷ステップ 6y 時損傷状況を350（1）試験体 1300

荷重 82kN 時に、フーチングの上面と側面にひび割れが発生した。荷重 155kN（水平変位 δ=5.22mm）時に、フーチ
ング上面と柱接合部付近に多数のひび割れが発生し、また
フーチング引張側の上端筋が降伏し、その以降からフーチ

荷重（kN）

図 1 に、荷重－変形関係を図 2 に示す。

250
200
150
100

ングの上面、側面及び下面にひび割れが進展した。水平変50

位 6y（δ=31mm）まで荷重が徐々に増加し最大の 255kN に

0

試験体1
試験体2
0

達して、フーチング上面の圧縮側にもひび割れが発生した。

5（2）試験体 26発生した。荷重 188kN（δ=4.80mm）時に、フーチング上面

5と柱接合部に多数のひび割れが発生し、フーチングの引張
側上端筋が降伏し、その以降からフーチングの上面、側面及び下面にひび割れが進展した。水平変位 5y（δ=24.02mm）
で最大荷重 314kN に達して、フーチング上面圧縮側にひび

変位量（mm）

荷重 83kN 時に、フーチングの上面と側面にひび割れが1520
水平変位（mm）

図2

荷重-変形関係

25

30

35

試験体1
試験体2

4
3
2

割れが発生した。その後、荷重が低下し始め、6y（δ=28.89mm）

1では荷重が 307kN となった。

0

2.2

10

V5

変位分布

V4

V3

V2

V1

（a）弾性域

同水平変位時の両試験体引張側杭直上のフーチング上

図3

V5

V4

V3

V2

V1

（b）塑性域

同水平変位時のフーチング上面の変位

面変位を図 3 に示す。両試験体ともに、フーチング中央部

1.25mm

2.16mm3.475mm

4.805mmの変位が端部より大きくなった。また、弾性時においては5.22mm

9.585mm

14.405mm

19.205mm

24.01mm

29mm

30

杭の本数が多い試験体 2 の変位量は小さくなった。これは25同断面に配置されている杭本数の増加によりフーチング
変形が抑制されることであると考えられる。
2.3

ひずみ度分布フーチング引張側の同断面における上端筋ひずみ度分
布を図 4 に示す。弾性域では、両試験体ともにフーチング
中央部鉄筋のひずみ度が端部鉄筋より大きくなっている。

ひずみ度（×103μ）

両試験体のフーチング上面変位は近似したが、塑性時では

20
15
10
5
0
H1 H2 H3 H4 H5（a）試験体1

塑性域に入った後、試験体 1 では鉄筋 H4 のひずみ度が最も大きくなったが、試験体 2 では鉄筋 H5 も H4 と同程度

図4

H1 H2 H3 H4 H5（b）試験体2

フーチング引張側同断面の上端筋ひずみ度のひずみ度分布となり、他の鉄筋より大きい値を示した。

また、各試験体の圧縮側同位置の杭の鉄筋ひずみ度分布を

これは杭の本数の増加によりフーチングの応力分布が変図 5 に示す。同水平変位において、弾性時と塑性時ともに化し、耐力負担筋の数も増えることであると考えられる。

杭の本数が多い試験体 2 のひずみ度が小さくなり、杭一本

当たりの負担力が小さくなっていると考えられる。

や耐震性能に及ぼす影響について検討した。

3.

杭の本数がフーチングの曲げ耐力に及ぼす影響

1）杭本数の増加により、フーチングの変形が抑制され、ま3.1

梁部材とした算定方法

たその引張側の応力分布にも変化が生じており、耐力負担1)

フーチングの曲げ耐力は既往の研究 や道路橋示方書

2)

筋の数が増えることが分かった。

で定めた方法を適用し、フーチングを片持ち梁に置き換え

2）フーチング曲げ耐力の算定において、杭の影響を考慮し、た式（1a）より算定した。ここで、σs は鉄筋応力度（N/mm2）

た有効幅算定法を提案し、その妥当性について検証した。
参考文献
1）国土交通省土木研究所：上面側が主鉄筋となる場合のフーチングの耐力算定式に関する実験的研究、土木研究所資料、第 3781 号、2001
2）日本道路協会：道路橋示方書・同解説Ⅳ下部構造編、2017
表 1 計算値の求め方、j は応力中心間距離（mm）、ε は鉄筋ひAs は鉄筋量（mm2）
ずみ度、E は鉄筋ヤング係数（N/mm2）である。
𝜀

𝐴

𝑗

（1a）

𝐸

（1b）

式（1b）による鉄筋応力度 σs の算定において、表 1 のよ
うに鉄筋のひずみ度を用い算定し、フーチング曲げ耐力の計算値と実験値を図 6 に示す。フーチングの引張側鉄筋が降伏した後では、その曲げ耐力の計算値と実験値の差が小引張側同断面の各鉄筋のひずみ度から鉄筋の応力度を求めた場合
引張側各鉄筋おいて最大のひずみ度から鉄筋の応計算値②力度を求めた場合
計算値①

さく、梁部材とした算定方法に基づきフーチングの曲げ耐

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

3.2

杭の影響を考慮したフーチング有効幅の検討

フーチングの設計時では、σs は鉄筋の降伏強度を適用しつつ、As は式（2a）より求める。また、フーチングの有効幅は式（2b）～（2e）のように 4 つの方法が提案されていひずみ度（μ）

力を精度よく評価できると考えられる。

、
る。ここで、pt は引張鉄筋比、b はフーチング有効幅（mm）

試験体1

1_1

d はフーチング有効高（mm）、tc は柱幅（mm）、B はフーチ
𝑏

𝑑

図5

（2a）

𝑏

𝑡

𝑑

（2b）

𝑏

𝑡

1.5𝑑

（2c）

𝑏

𝑡

2𝑑

（2d）

𝑏

𝐵

（実験値）と有効幅による曲げ耐力 Mcy（計算値）の比較結果を図 7 に示す。式（2b）～（2e）に定めた有効幅の算定方法では、杭本数の影響を考慮しないため、試験体 1 と 2

圧縮側杭の鉄筋ひずみ度

試験体1計算値①100

試験体1計算値②
試験体2計算値①50

試験体2試験体②

よるフーチングの応力分布変化を考慮し、その耐力負担鉄

00

筋の増加数と杭径の相関関係を検討して、式（3）のように

50

100

図6

算定式を提案する。ここで、b は既往の有効幅、n は引張側

200式（3）を用い算定した曲げ耐力 Mcy と実験結果より得られた曲げモーメント Meu の比較結果を図 8 に示す。式（3）を用いることにより、両試験体の曲げ耐力において、計算
値と実験値の割合が近似していることより、式（3）は杭本

0.8

計算値/実験値

（3）

250

300

350

計算値と実験値の比較
1

1

杭本数、φ は杭の直径である。
𝜑150

計算値（kN）

杭の本数と直径をパラメータとして組み込んだ有効幅の

2

1_4

150

とができない。そこで、図 4 に示すように杭本数の増加に

𝑛

1_3

200

数の増加によるフーチング曲げ耐力の向上を評価するこ𝑏

1_2（b）塑性時250のフーチング曲げ耐力 Mcy の算定結果が同じであり、杭本

𝑏′

1_1

300

（2e）

各試験体の降伏荷重時のフーチング曲げモーメント Meu

1_4

350

実験値（kN）𝑝

1_3（a）弾性時ング全幅（mm）である。
𝐴

1_2

試験体2

降伏荷重

試験体１
試験体２

0.6
0.4

0.8

計算値/実験値

𝜎

𝑀
𝜎

最大荷重

0.6
0.4

0.2

0.2

0

0
試験体1

数の増加によるフーチング曲げ耐力の増大を精度よく評

試験体2価できると考えられる。
4.

まとめ
本報（その 2）では、杭の本数がフーチングの破壊性状

図7

既往の有効幅図8

提案した有効幅（権研究室）

杭を有するフーチング基礎の耐震性能評価及び耐震補強に関する研究
その 3 炭素繊維グリッドを用いたフーチングの補強効果
217-120
1.

林田

龍汰

はじめに
本報（その 3）では、前報（その 1）で紹介した炭素繊維

グリッドによる補強有無をパラメータとする試験体 1 と 3の実験結果を報告し、その補強効果について検討する。
2.

実験結果

2.1

破壊経過

試験体 3 の載荷ステップ 8y 時の損傷状況を図 1 に示す。
また、試験体 1 の破壊経過は前報（その 2）を参照された
い。試験体 3 の荷重 151kN（δ=3.46mm）でフーチング上面と柱接合部近傍にひび割れが発生し、引張側鉄筋が降伏する時（水平変位 1y）ではフーチング上面の引張側にひび割れが多数発生した。水平変位 4y では補強材を縁取るよう

図1

試験体 3 の載荷ステップ 8y 時の損傷状況

なひび割れが進展し、6y 以降からはフーチング上面の圧縮側にも大きなひび割れが進展した。
2.2

荷重-変形関係

試験体 3 の荷重－変形関係を図 2 に示す。また、試験体
1 の荷重－変形関係は前報（その 2）を参照されたい。試験
体 3 の荷重 232kN（δ=8.10mm）でフーチングの引張側上端筋が降伏した。試験体 1 と比べ耐力が大きく増加し、水平
変位 3y（δ=24.4mm）で最大耐力 314.8kN に達した。その後、耐力が徐々に低下し、安全限界（最大耐力の 80%低下時）に達した荷重 241kN で載荷を終了した。
2.3

変位分布
図2

両試験体の弾性時（水平変位 δ=5.22mm）および塑性時

荷重-変形関係（水平変位 δ=24.40mm）の載荷方向フーチング上面の変位を図 3 に示す。弾性時と塑性時ともに試験体 3 の変位が試
験体 1 より小さくなっており、炭素繊維グリッドがフーチ
ング表面から剝離するような破壊が生じなく、その補強によりフーチング上面の変位が抑えられることがわかる。
2.4

ひずみ度分布

両試験体の弾性時（水平変位 δ=5.22mm）および塑性時（水平変位 δ=24.40mm）の載荷方向のフーチング上端筋と補強材のひずみ分布を図 4 に示す。また、補強材のひずみ度と水平変位の関係を図 5 に示す。図 4 の弾性時において、（a）弾性時図3（b）塑性時

同水平変位時のフーチング上面の変位

試験体 3 のフーチング上端筋のひずみ度が試験体 1 より小さく、補強材のひずみ度の発生により、補強材がフーチン
グ上端筋に掛かる荷重を負担し、耐力が増加していることがわかる。塑性時において、試験体 3 のフーチング上端筋のひずみ度は試験体 1 と同程度の値となっており、補強材にもひずみ度が生じていることから補強材が機能していることがわかる。図 2 および図 5 により、水平変位 30mm
で補強材のひずみ度の大幅低下に従い試験体の荷重が低下しており、補強材によって耐力が増加したことがわかる。

（a）弾性時図4（b）塑性時フーチング引張側同断面のひずみ度

3

炭素繊維グリッドによる補強効果

3.1

加のメカニズムを確認した。
2）炭素繊維グリッドによる補強効果の評価において、梁部梁部材とした算定方法

補強後のフーチングの曲げ耐力は式（1）のように梁部材とした算定方法 1)で求める。ここで、𝐴 ：鉄筋の断面積22材とした既往のフーチング曲げ耐力算定式の適用性について検証した。

（mm ）、𝐸 ：鉄筋のヤング係数（N/mm ）、𝜀 ：実験で得た

3）炭素繊維グリッドの引張強度とフーチング有効幅を考

鉄筋のひずみ度、𝑗：鉄筋の応力中心間距離、𝐴 ：炭素繊維

慮した補強後のフーチング曲げ耐力の算定式を提案し、そ2グリッドの断面積（mm ）、𝐸 ：炭素繊維グリッドのヤングの適用性について検証した。

係数（N/mm2）、𝜀 ：実験で得た炭素繊維グリッドのひずみ
度、𝑑 ：炭素繊維グリッドの有効高（mm）である。
𝑀

𝐴

𝐸

𝜀

𝑗

𝐴

𝐸

7⁄8

𝜀

𝑑

（1）

式（1）の適用において、フーチングの引張側同断面の鉄筋と補強材のひずみ度から求めた値を計算値①、引張側各鉄筋と補強材の最大ひずみ度から求めた値を計算値②とし、実験値との比較を図 6 に示す。計算値①と計算値②ともに最大耐力時に対して、計算値と実験値が近づいている
ことがわかる。
3.2

図5

補強材のひずみ度-変位関係

図6

試験体 3 の実験値と計算値

補強材による耐力増加の算定

図 5 のように炭素繊維グリッド H1～H4 のひずみ度は試
験体の最大耐力時に概ね 7000𝜇を示しており、規格値（前報（その 1）の表 2 を参照）の 5 割程度に相当する値となっている。また、図 4 のように補強材 H5 はほとんどひず
み度が生じなく、引張側の柱前面に位置している補強材は鉄筋と同様に耐力の増加にほぼ寄与していないと考えられる。そのため、耐力増加に寄与している載荷方向の補強材は、柱前面部を除いた 14 本（幅 600mm）であると考えられ、上端筋の有効幅𝑏（

𝑡

1.5𝑑

660mm）と概ね一致していた。これらのことより、炭素繊維グリッド補強材の引張強度は規定値の 50％とし、有効幅は鉄筋と同様に𝑏𝑡1.5𝑑と設定した。
そして、炭素繊維グリッドを用いたの補強フーチングの曲げ耐力算定は同様の特性を有する連続繊維シートの曲げ耐力評価方法 2)を適用し、式（2）のように提案する。ここで、𝜎 ：鉄筋の降伏強度（N/mm2）、𝜎 ：繊維グリッドの設計用引張強度の 50％（N/mm2）とする。
𝑀

𝐴

𝜎

𝑗

𝐴

𝜎

7⁄8

𝑑

（2）

両試験体のフーチング上端筋の降伏時のひずみ度分布を図 7 に示す。また、炭素繊維グリッドによる耐力寄与分の実験値において、両試験体の上端筋の降伏時荷重の差から求めた値を実験値①、両試験体の最大耐力の差から求め（a）試験体 1（b)試験体 3
図 7 両試験体の上端筋降伏時の荷重た値を実験値②とし表 1 に示す。炭素繊維グリッドによる

表1

曲げ耐力増加の実験値は理論値より大きくなっているこ

実験値①

実験値②

理論値

91kN

60kN

51kN

とより、式（2）は余力のある設計方法になると考えられる。
4.

まとめ
本報（その 3）では、炭素繊維グリッドを用い補強した

フーチングの実験結果に基づき、その補強効果について検討した結果、以下の知見が得られた。
1）炭素繊維グリッドを用い補強したフーチングの変位やひずみ度分布を把握し、補強によるフーチング曲げ耐力増

フーチングと補強材の実験値と理論値

参考文献
1）呉智深、岩下健太郎、林啓司、樋口哲郎、村上信吉、小関徳昭： PBO 連続繊維シート緊張接着による RC 曲げ部材の補強法、日本複合材料学会誌、Vol.28、No.4、pp.146-155、2002
2）中谷昌一、西田秀明、谷本俊輔：橋梁基礎の耐震補強技術に関する試験調査、土木研究所、pp.1-32、2010 （権研究室）

高力ボルトとスプリットティーを用いた柱はり接合部の復元力履歴特性に関する研究
その 1 数値解析及び繰り返し載荷実験
218-071

2.2.

1. はじめに

谷

隆行

実験結果

本研究では、スプリットティーを用いた接合に着目し、初期剛性と除荷剛性及び降伏耐力を表 2 に示す。初期剛

繰り返し載荷の曲げ実験によって接合部の荷重-変位関係

性については載荷初期の立ち上がり勾配から算出した。除を検討する。更に、3 次元有限要素法を用いた大規模な数

荷剛性は各試験体のそれぞれの載荷ループの平均値を除

値解析が可能な汎用ソフト Abaqus を用いて、ボルトによ荷剛性として記入した。

る接触を考慮した数値解析を行い、実験結果と解析結果と

表 2

剛性及び降伏耐力(実験)の比較検討を行う。
2.

繰り返し載荷実験

2.1. 実験概要
まず、表 1 に試験体名及び使用鋼材を、図 1 に各試験体

図 3 には、載荷実験の計測で得られた履歴ループ曲線を

概要を示した。試験体は、STC-65 と STC-105 の計 2 体を作示す。試験体はいずれのケースにおいても最大点指向の特成した。接合部は、スプリットティーを高力ボルトにより徴を示しており、スケルトン部分はバイリニアに近いと言

柱・梁に接合する構成である。梁材、柱材、スプリットテえる。また、基本的には紡錘状であることが分かるが、変ィーの摩擦面にはショットブラスト処理を施している。ま

位が大きくなると逆 S 字に近づく傾向が確認できる。

た、図 2 に接合部詳細図を示す。繰り返し載荷の基本載荷プログラムは、STC-65 では水平方向に±5mm、±10mm、±20mm、±40mm、±60mm、±80mm、±100mm、STC-105 では水平方向に±4mm、±8mm、±16mm、±32mm、±48mm、±64mm、±80mm、±96mm、±112 を各２回とし、さらに、それぞれ載荷の途中に不規則な目標変位のループを追加した。
図3
表 1

試験体名及び使用鋼材

各試験体の履歴ループ(実験)3.数値解析
3.1

解析概要

各試験体寸法の実測値と公称値の解析における耐力の差を調べるため、72mm を最大変位とした単調載荷の解析を、①試験体の寸法をすべて公称値、②試験体の寸法をすべて実測値、③スプリットティーのフランジのみ実測値の 3 つの場合に分けて行った。その結果、②と③ではほとんど差が見られず、①との比較では 1 割程度の差がみられたため、実験との比較では③を採用した。また、試験体 STC-65 については、スプリットティーフランジの寸法の公称値と実測値に差がほとんど見られなかったため、数値解析では公称値を採用している。
図 1(a)

STC-65

図 1(b)

STC-105

3.2.

解析結果

解析では、変位制御とした単調載荷を STC-65 に対して100mm、STC-105 に対して 96mm の変形を与えた。そして、各モデルについて得られた変位と荷重を用いて、図 6 に表すｐ-δグラフを作成した。解析結果から求めた剛性及び降伏耐力を表 4 に示す。
図 2(a)

STC-65

図 2(b) STC-105

ことが分かる。また、同一試験体でも不規則変位の相対値で見ると、その分布にはばらつきがあり、より細かな分類に分ける必要があると言える。
そこで、それぞれの不規則変位のパターンごとに分類し、エネルギー吸収量を調べた。不規則変位のパターン分類の詳細を図 9、結果を図 10 に示す。図からパターンごとに分
図6

布が大きく異なることが分かる。
荷重-変位の弾塑性数値解析結果(解析結果)
表4

剛性及び降伏耐力(解析結果)

4.実験と解析との比較
表 5 にはそれぞれの剛性及び降伏耐力の比較を解析値/
実験値で示した。表から、どの結果も概ね精度良く評価できており、特に試験体 STC-65 の降伏耐力、試験体 STC-105の初期剛性はほとんど誤差無く評価できていると言える。

図8

不規則変位のエネルギー吸収量

図9

不規則変位のパターン詳細

また、接合部の初期回転剛性を次式及び図 7 に示す剛性評
価モデルによって算出し、表 6 に解析結果及び実験結果との比較とともにまとめた。
表5

表6

剛性及び降伏耐力の比較

接合部の初期

回転剛性(×10^3kN・mm)

式において、t は接合金物のフランジ
板厚、γはせん断変形による係数γ= 3.12t  0  、 0 は幅 Br 部分の2

長さ  0 = g1 − 0.5B + 0.7t である。

1 = 2 = H +tw 、tw はティーウ 図 7 剛性評価モデル
ェブの板厚、H は梁せいを示す。

図 10

不規則変位パターンごとのエネルギー吸収量5.まとめ
本論文では、数値解析及び繰り返し載荷実験を通してス
プリットティータイプの柱はり接合部の性能の検討及び履歴特性の考察を行った。定振幅履歴ループは試験体の大解析結果及び実験結果からは、変位計の値は極めて小さく、

きさによらず同様の履歴特性を示している。また不規則な柱フランジの面外変形の影響は極僅かであると考えられ振幅の履歴はパターンによって履歴特性が大きく異なる

るが、表 6 からわかるように解析・実験のいずれにおいてことが分かった。その 2 では履歴モデルの提案を試みる。

も過小評価の傾向がみられる。

[参考文献]1)林、島野: 高力ボルトとスプリットティーを5.不規則変位のエネルギー吸収量用いた柱梁接合部に関する研究

その４ 補剛アングルを

不規則変位の履歴ループエネルギー吸収量の傾向を調用いた載荷実験 2018 年度日本建築学会近畿支部研究報告

べ、STC-65、STC-105 で比較した。結果を図 8 に示す。図集、2)林、吉武、梶本: 高力ボルトとアングルを用いた柱から、2 試験体の間には大きく差があり、また不規則変位

はり半剛接合部に関する研究の絶対値が大きくなるとエネルギー吸収量も大きくなる

度 日本建築学会近畿支部研究報告集

その 3 履歴モデル 2021 年(林研究室)

高力ボルトとスプリットティーを用いた柱はり接合部の復元力履歴特性に関する研究
その 2 復元力履歴モデル
218-019

大嶺雄平

3.92、STC-105 は 3.34 となったため、新モデルの丸み係

1. はじめに本研究では、スプリットティーを用いた鉄骨構造柱はり数は、過小・過大評価による相殺を最小限に留めつつ、エの接合部に着目し、繰り返し載荷の曲げ実験によって接合

ネルギー吸収量の誤差が最小となるようにこの丸み係数

部の荷重-変位関係を検討する。更に、昨年度に提案されたを 3.65 とした。

アングルタイプの接合部の復元力履歴モデルはスプリッ

表 1

最適丸み係数

トティータイプの接合にどの程度適用できるかについて、
不規則的な目標変位の載荷ループを含めて、エネルギー吸収能力等における誤差を検討する。
2. 復元力履歴ループ
2.1

旧モデルとの比較

昨年度に提案された履歴モデル（旧モデル）のパラメー
図 2

タとして基本丸み係数 3.1、曲線と直線の切り替えポイン

変動丸み係数

トである中間経由点について、別の Ramberg-Osgood 曲線(1)で設定するが、除荷点と目標点との水平距離の 2/3 を水平位置として固定し、高さを決めるには除荷点から目標点に向かう丸み係数 r’を持つ Ramberg-Osgood 曲線を用いる。

図 3 に各試験体の実験値の代表的な部分に対して、昨年

中間経由点を探す際の丸み係数 r’を 2.17 とした。図 1 に度に提案された履歴モデルによる内側不規則変位部分の旧モデルと実験値の履歴モデルの比較を示す。図から、丸結果との比較を示す。図 4 に各試験体の実験値と新たに提み係数が各ループにおいて変動しており、また中間経由点

案する履歴モデルによる結果との比較を示す。不規則履歴の高さが大きく異なっている。また、丸み係数 r=1.0 の時部分の除荷点変位は同じ側（変位のプラス側とマイナス側は膨らみが消滅し直線となるが、除荷点変位がゼロになるで区別）の定振幅載荷サイクル目標変位より小さくなれば時点で丸みを持っていることから、丸み係数 r=1.0 を下限なるほど、丸み係数に対応している膨らみが小さくなる。

値と見なすことができないため、新たに提案する必要があ

上述のことを考慮して、式(2)を提案する。

るといえる。しかし、中間経由点が最大変位から目標変位までの 2/3 の位置という傾向は見られるため、新モデルの提案においてもこのパラメータは引き続き用いる。

図 1(a)
2.2

STC-65

図 3

不規則変位部分の比較(旧モデル)

図 4

不規則変位部分の比較(新モデル)

図 1(b) STC-105

新モデルとの比較

新モデルの基本丸み係数は 3.4 とした。表 1 では各ループでの最適丸み係数、図 2 では最適丸み係数の相関関係を示す。図表からループの目標変位が大きくなるほど最適丸み係数も大きくなる傾向がある。そこで、それぞれに対して誤差が最小となるように最小二乗法を用いて式(1)を提案する。ここで、変化させる原点となる基準値として、
r0=3.4 に固定する。また、各ループの最大変位δmax、試験体の降伏変位δy を用いて、変動丸み係数ｒ1 を求める。
中間経由点を探す丸み係数の最適値として、STC-65 は

𝑟2 = 1.4 + (𝑟1 − 1.4) ∙ 𝛼 ∙ |𝛼|0.4 ,𝛼 = 𝛿𝑖 ⁄𝛿𝑚𝑎𝑥(2)

ただし、r=r2<0.7 の時は r=0.7 とする。δmax はスケル
トンシフトモデルの最も外側の目標変位で、上述の上側と下側に分かれるが、地震応答解析時のそれぞれ経験した最図 5(a)履歴ループ比較(STC-65)

図 5(b)

履歴ループ比較(STC-105)

図 6(a)

STC-65(20mm)

図 6(b) STC-65(40mm)

図 6(c) STC-65(60mm)

図 6(d)

図 6(e)

STC-105(16mm)

図 6(f) STC-105(32mm)

図 6(g)

図 6(h) STC-105(80mm)

STC-105(64mm)

STC-65(80mm)のエネルギー吸収量を示す。表 2 に各試験体の解析結果及
び旧モデル、新モデルによる各履歴ループのエネルギー吸収量の実験値との比を示す。全体の履歴ループで比較すると、各ループにおける丸み係数や中間経由点の高さの改善によって、旧モデルより誤差の改善が顕著であると言える。
一方で目標変位が極端に小さい場合や大きい場合では、旧
図 7(a) STC-65
表 2

図 7(b) STC-105

エネルギー吸収量の比較

モデルより誤差が大きくなる傾向も見られた。エネルギー吸収量でも同様の傾向が確認された。
3. まとめ本研究では、実験値を用いて前報の復元力履歴モデルの改良を検討した。内側不規則目標変位ループの丸みは概ね改善された。また、目標変位が極端に小さい場合や大きい場合を除いて、載荷ループの丸み係数や中間経由点の高さ

大変位になる。δi はスケルトンシフトモデルの最も内側の改良によって、エネルギー吸収量の評価誤差が改善されの目標変位で、地震応答解析時の最も新しい折り返し点とた。

なる。いずれのδも正負付きの値である。図 3～4 より、内[参考文献]1)林、島野: 高力ボルトとスプリットティーを用

側不規則目標変位ループの丸みは概ね改善されたが、STC-

いた柱梁接合部に関する研究

105 の一部ループに履歴モデルの誤差は大きくなっている。

た載荷実験 2018 年度日本建築学会近畿支部研究報告集、2)

図 5 に各試験体の実験値及び新モデルの履歴ループ全体

林、吉武、梶本: 高力ボルトとアングルを用いた柱はり半剛を、図 6 に各試験体、各ループにおける新モデル、旧モデ接合部に関する研究

ル、実験値の比較を示す。図 7 に各試験体それぞれの実験

学会近畿支部研究報告集

値及び解析結果、旧モデル、新モデルによる各履歴ループ

その４ 補剛アングルを用い

その 3 履歴モデル 2021 年度 日本建築

（林研究室）

コンクリートの中性化における複合則に関する研究
その 1 セメントペーストと骨材の 2 相複合則に基づく CO2 拡散係数の検討
218-073

谷口貴思

1. はじめにコンクリートはセメントペーストと骨材の 2 相複合材
料に近似でき，その複合則は例えばフック弾性則での弾性係数評価等で応用されている。しかし，中性化に複合則を適用した研究例は少ないのが現状である。
本研究は，セメントペーストと骨材の 2 相複合則に基づく CO2 拡散係数を定式化し，コンクリートの中性化における複合則の検討を目的としている。その 1 では，並図1

立方体を包含した複合立方体モデル

列モデルと直列モデルの複合則を組み合わせた CO2 拡
散係数の定式化を報告する。
2. 低湿度条件を考慮した中性化の√t 則の概要
中性化速度係数 a は，細孔でのフィック拡散則の第 2法則から，25℃1 気圧の空気中の CO 2 バルク拡散係数
D0＝14170 [cm2/日]＝1.64×10－ 5 [m2/sec]，コンクリー
トの CO2 有効拡散係数 D e，境界条件 CO2 量 C1，コンク
リート空隙率ε c，収斂度δ，屈曲度τの非定常拡散方程式の第 1 近似解での√t 則の比例係数になる。また，水和物の CH や CSH が炭酸化反応するが，この化学反応には，各元素がイオン化するための電解物質すなわち水分がある程度必要であり，このため，相対湿度 RH が低
いと炭酸化反応が進行しにくくなることから，RH≦0.55
では補正影響項λ＝(RH/0.55)σ を設定している。ここで，パパダキスはλの関数の指数σ＝2 としている。
C  C 
   De  ； 境界条件C x  0, t   C1
t x x 
2  De  C1
 RH 
x  a t  t [CH ]  3  [CSH ] 0.55 RH
RH； De  2   c  D0 ；
≧1のときは
1
0.55
0.55

； RH ≦ 0.55でパパダキス式   2

3. 立方体を包含した複合立方体モデルの概要
図 1 に，立方体を包含した複合立方体モデルを示す。

図 2 メーメルとカーンの複合立方体でのバネモデル化
デルは，直列バネから全体の並列バネを求めている。こ
こでは，中心部の骨材立方体の前後のペーストを組み合わせた並列バネは考慮しないで，中心部の骨材立方体の前後のペースト体積を，上下のペースト要素に振り分けた中央部の直列バネを，全体の並列バネに組み込んだ近似で対応している。
5. 中心部(ﾍﾟｰｽﾄ,骨材,ﾍﾟｰｽﾄ)の並列バネ c1 の検討
図 3 に，中心部の要素 i=(1,2,3)＝(ペースト, 骨材, ペ

本研究は，コンクリートを，骨材立方体をセメントペーースト)の並列バネ c1 の概要を示す。各要素 i の体積率

ストで包含した 2 相複合立方体にモデル化し，複合則にVi は次式になる。

よって CO2 拡散係数を定式化する。ここでの複合則は，フック弾性則とフィック拡散則が，それぞれ同次形
dy/dx＝y/x のため，弾性係数 E を拡散係数 D に変換可能であり，直感的に理解しやすいフック弾性則での複合弾性係数を定式化し，その後，複合拡散係数に換算する。
4. 複合立方体モデルでのバネモデル化

骨材 V2  3 Va  3 Va  3 Va  Va1
ﾍﾟｰｽﾄ V1  V3  3 Va  3 Va   1  3 Va2
全体c1 V4  Vc1







1


 Va  2  3 Va  3 Va   1  3 Va   3 Va  3 Va
2

体モデルでのメーメルとカーンのバネモデル化の概要を

また，各要素 i の弾性係数は次式になる。
骨材 E2  Ea ；ﾍﾟｰｽﾄ E1  E3  E p ；全体c1 E4  Ec1示す。カーンが 1962 年に提案した複合立方体のバネモ

並列バネ c1 の複合弾性係数 E4＝Ec1 は次式になる。

図 2 に，弾性係数に対する立方体を包含した複合立方VVV
E4  Ec1  E1  1  E2  2  E3  3
V4
V4
V4





1


3 V 3 V  1  3 Va 
a
a

Va
2
 Ea 
 2  E p 
3 V 3 V
3 V 3 V
a
a
a
a







 Ec1  Ea  3 Va  E p  1  3 Va

6.中央部(ﾍﾟｰｽﾄ,並列バネ c1,ﾍﾟｰｽﾄ)の直列バネ c2 の検討
図 4 に，中央部の要素 i=(1,2,3)＝(ペースト, 並列バネ
c1, ペースト)の直列バネ c2 の概要を示す。各要素 i の体

図 3 中心部の要素 i=(1,2,3)＝(ペースト, 骨材, ペース

積率 Vi は次式になる。

ト)の並列バネ c1 の概要

並列ﾊﾞﾈc1 V2  Vc1  3 Va  3 Va
ﾍﾟｰｽﾄ V1  V3 1
 1  3 Va  3 Va ；全体c2 V4  Vc 2  3 Va
2

また，各要素 i の弾性係数は次式になる。



並列ﾊﾞﾈc1 E2  Ec1  Ea  3 Va  E p  1  3 Va

ﾍﾟｰｽﾄ E1  E3  E p ；全体c 2 E4  Ec 2
直列バネ c2 の複合弾性係数 E4＝Ec2 は次式になる。
1
1
1 V1
1 V2
1 V3


 
 

E4 Ec 2 E1 V4 E2 V4 E3 V4


1







1
 1  3 Va  3 Va
1 2
 2

3 V
Ep
a

3 V 3 Vaa VE  V  E  1  V  E
E 
E  V  E  V  E  1  V  1  V 
Ea  3 Va  E p  1  3 Va
a

c2

p

3

3

a

3

a

3

p

3

a

a

a

a

ペースト)の直列バネ c2 の概要

p

3

p

図 4 中央部の要素 i=(1,2,3) ＝(ペースト, 並列バネ c1,

3

a

a

7. 全体(ﾍﾟｰｽﾄ,直列バネ c2,ﾍﾟｰｽﾄ)の並列バネ c3 の検討
図 5 に，全体の要素 i=(1,2,3)＝(ペースト, 直列バネ c2,
ペースト)の並列バネ c3 の概要を示す。各要素 i の体積
率 Vi は次式になる。

直列ﾊﾞﾈc2 V2  Vc 2  3 Va
ﾍﾟｰｽﾄ V1  V3 1
 1  3 Va ；全体c3 V4  Vc 3  1
2また，各要素 i の弾性係数は次式になる。







Ea  3 Va  E p  1  3 Va  E p
直列
E2  Ec 2 ﾊﾞﾈc 2E p  3 Va  Ea  3 Va  E p  1  3 Va  1  3 Va





 

図 5 全体の要素 i=(1,2,3)＝(ペースト, 直列バネ c2, ペﾍﾟｰｽﾄ E1  E3  E p ；全体c3 E4  Ec 3

8. 複合立方体モデルでの CO2 拡散係数の検討

並列バネ c3 の複合弾性係数 E4＝Ec3 は次式になる。
VVV
E4  Ec 3  E1  1  E2  2  E3  3
V4
V4
V4

E  V  E  1  V  E V
E  V  E  V  E  1  V  1  V 1 2  E   1  V 
2
E  V  E  1  V  E
E 
 V
E  V  E  V  E  1  V  1  V 
 E  1  V 
a

p

3

a

3

a

3

a

3

p

p

a

a

3

a

a

3

p

p

3

3

a

a

3

3

p

a

p

a

3

のため，並列バネ c3 の E を拡散係数 D に変換する。

Dc 3  De1 

3

3

a

a

D  V  D  1  V  D V
D  V  D  V  D  1  V  1  V  D  1  V 
a

p

a

p

a

フック弾性則とフィック拡散則が同次形 dy/dx＝y/x

a

a

3

a

c3

a

3

p

3

p

ースト)の並列バネ c3 の概要

3

p

a

3

a

3

a

3

3

p

a

p

a

3

p

a

3

3

a

a

a

9. まとめ本研究その 1 は，コンクリートをペーストと骨材の 2相で表し，並列モデルと直列モデルの複合則を組み合わせて CO 2 拡散係数の定式化を行った。

（中村研究室）コンクリートの中性化における複合則に関する研究
その 2 2 相複合則の CO2 拡散係数による中性化の検討
218-083

中井大介

数 Da も，CO2 バルク拡散係数 D0，各要素の空隙率εp1. はじめに
本研究は，セメントペーストと骨材の 2 相複合則に基とεa，収斂度δ，屈曲度τで定義する。また，RH≦0.55

づく CO2 拡散係数を定式化し，コンクリートの中性化にの相対湿度補正影響項λ＝(RH/0.55)σ を考慮する。ここおける複合則の検討を目的としている。その 2 では，2で，δ/τ 2 は空隙の形状や長さの幾何学的変数であるが，相複合則の CO2 拡散係数による中性化を検討する。

間接的に CO 2 拡散の通過しやすさを表しているため，パ2. パパダキスの CO2 有効拡散係数 De の再構築

パダキス式を考慮して，CO2 拡散の通過しやすさに影響

パパダキスの CO2 有効拡散係数 De は，RH≦0.55 のする相対湿度 RH の関数 0.1×(1－RH)α で考える。

補正影響項λ＝(RH/0.55)2 を，δ/τ 2 の相対湿度関数に

また，セメントペーストは，水和物を負担しているた対応させるのが妥当で， (RH/0.55) が，平方根中の CO2

め，ペースト要素で相対湿度の補正影響項λ＝(RH/0.55)

拡散係数 D のため二乗して，次式に整理できる。

σσ

ﾊﾟﾊﾟﾀﾞｷｽ De [ m 2 / sec]  1  RH 

2 .2

ｺﾝｸﾘｰﾄの空隙率  c   p

1  RH 2.2


2
10

De [ m 2 / sec] 

 p

1 .8



 1.64  10 6

σ＝3 とした。さらに，セメントペーストは，水とセメントの割合すなわちセメント水比 C/W で空隙率εp が変

1. 8

 RH   1  RH 2.2


 
  
2
10

 0.55  22  c  D0
2

化するとともに，δ/τ 2 の空隙の形状や長さの幾何学的変数も変化するため，相対湿度の関数項(1－RH)の指数
αをセメント水比 C/W の関数 f(C/W)で表現する。
 RH   1  RH  f C / W  
D p   2    p  D0  
  p  D0
  
10
 p
 0.55  
2

 RH  2  1  RH 2.2
1 .8
 
  p  1.64  10  5
  
10
 0.55  
RH
RH；
≧ 1のときは
1
0.55
0.55
2

を設定する。指数σは，後述の実験結果と整合させて

3. コンクリートとペーストの空隙率εc とεp の対応

；

RH
RH
≧1のときは1 ；   3
0.55
0.55

なお，セメントペースト要素の相対湿度の関数項(1－RH)の指数について，セメント水比 C/W の関数 f(C/W)

フレッシュコンクリートの空気量に由来する空隙は，としたが，その具体的な関数は，単純化した次式を考えコンクリートとともにセメントペーストにも負担させるた。指数 n＝2 とした理由は，(C/W)2 が，W/C=60%前後ようにした。フレッシュコンクリートの空隙率ε0 とコで，パパダキス式での指数 2.2 近傍になるためである。

ンクリートの空隙率εc は次式になる。

WV [l / m3 ] AirV [l / m3 ]1000[l / m3 ] 1000[l / m3 ]
 c t    0   H t    po  t      carb t 

0 

f C / W   C / W  ； n  2n

図 1 にその f(C/W)の検討結果を示す。n=2 は，高 W/Cでパパダキス値 2.2 の近傍で，低 W/C で大きくなる。
また，骨材要素では，相対湿度の関数項(1－RH)の指

ここで，Δε H(t)：セメントの水和反応による空隙率，数αを g と表現する。ここで，指数 g は，パパダキス式

Δε po(β(t)･η)：ガラス化率ηのフライアッシュでのポでの指数 2.2 近傍として，g＝2 とした。

ゾラン反応度β(t)による空隙率，Δε carb(t)：中性化反応による空隙率。

1  RH     D ； g  2
 Da   2    a  D0 
a
0
10

 a
g

8
7

ペーストで同じと考えることで次式になる。ここで，セ6

メントペーストに空気量に由来する空隙を負担させる。

空隙体積   c t   WV  CV  FAV   t    SV  GV  AirV   p t   WV  CV  FAV   t    AirV   p t    c t  

WV  CV  FAV   t    SV  GV  AirVWV  CV  FAV   t    AirV

相対湿度関数の指数f(C/W)=(C/W)^n

次に，セメントペーストの空隙率εp では，砂 S と砂利 G を固相と考え，空隙体積がコンクリートとセメント

n=1

4

n=2

3

n=3

2

ﾊﾟﾊﾟﾀﾞｷｽ

1
0
0.3

4. 複合立方体の各要素の CO2 有効拡散係数の検討

0.4

0.5

0.6

0.7

水セメント比W/C, FA内割, RH=65%

立方体を包含した複合則の各要素となるセメントペー
スト要素の CO2 拡散係数 Dp と，骨材要素の CO2 拡散係

5

図1f(C/W)の検討結果

0.8

3

0.016

2.5

0.014
0.012
0.01
0.008

ペースト

0.006

骨材

中性化深さx [cm]

骨材δ/(τ^2)=1/10*(1‐RH)^2
ﾍﾟｰｽﾄδ/(τ^2)=((RH/0.55)^3)^2*(1/10*(1‐RH)^(C/W)^2)

0.018

0.004

解析KWB60F02

解析KWB50F0
1.5

解析KWB40F0
実測KWB60F0

1

実測KWB50F0

0.5

0.002

実測KWB40F0

0

0
0.3

0.4

0.5

0.6

0.7

0

0.8

図 2 ペースト要素と骨材要素のδ/τ 2 と W/C の関係

0.6

0.8

1

3.5

0.0001630.000140.000120.0001KWB60F00.00008

KWB50F00.00006

KWB40F00.00004中性化深さx [cm]並列＋直列＋並列De [cm2/sec]

0.4

図 5 中性化期間での中性化深さ x の比較結果

0.00018

2.5

解析W/C652

解析W/C55

1.5

解析W/C45
文献W/C65

1

文献W/C550.5

0.00002

文献W/C45

0

0
0

0.2

0.4

0.6

0.8

0

1

10

20

30

40

50

60

70

80

90 100

相対湿度RH [%], 中性化期間√0.55 [√年], 並列＋直列＋並列De

中性化期間√(t‐t') [√年], RH=65%

図 3 CO2 有効拡散係数 De と中性化期間の平方根の関係

図 6 相対湿度 RH での中性化深さ x の比較結果

0.00053.5
30.00040.0003
W/C=65%0.0002

W/C=55%
W/C=45%中性化深さx [cm]並列＋直列＋並列De [cm2/sec]

0.2

中性化期間√(t‐t') [√年], RH=65%, 並列＋直列＋並列De

水セメント比W/C, FA内割, RH=65%

2.5

解析KWB60F02

解析KWB50F0

1.5

解析KWB40F0
実測KWB60F0

1

実測KWB50F00.00010.5

実測KWB40F0

0

0
0

0

10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

図 4 CO2 有効拡散係数 De と相対湿度 RH の関係

0.2

0.4

0.6

0.8

1

中性化期間√(t‐t') [√年], RH=65%, パパダキスDe

相対湿度RH [%], 中性化期間√0.55 [√年]

図 7 パパダキス式の期間と中性化深さ x の比較結果
3.53を示す。ペースト要素のδ/τ 2 は，低 W/C になると小さ

2.5

解析W/C652

解析W/C55

1.5

解析W/C45

くなり，CO2 拡散がしにくくなる状況が表現できている。
図 3 と図 4 に，提案した複合則に基づく CO2 有効拡散係数 De の解析結果を示す。低 W/C または低 RH ほど
De が小さくなり，中性化進行しにくくなることが表現できている。

中性化深さx [cm]

図 2 にペースト要素と骨材要素のδ/τ 2 と W/C の関係

文献W/C65

1

文献W/C55
0.5

文献W/C45

0
0

10

20

30

40

50

60

70

80

90 100

相対湿度RH [%], 中性化期間√0.55 [√年], パパダキスDe

5. 中性化深さ x の実験結果と解析結果の比較
図 5 と図 6 に，提案式での中性化深さ x の実験結果と図 8 パパダキス式の RH と中性化深さ x の比較結果

解析結果の比較を示す。図 5 の中性化期間の平方根に対する複合則に基づく提案式の結果は，W/C=60, 50, 40%

常，2%程度になるが，空気量に関する実測結果がないたとも，実験結果と近似し，予測精度が高いことがわかる。

め，空気量 0%として計算したためである。

図 6 の RH に対する複合則に基づく提案式の結果は，RH

図 7 と図 8 に，パパダキスの解析結果を示す。複合則＝60～70%の環境下で，実験結果と近似している。RHに基づく提案式より予測精度が低いことがわかる。

＝30～60%では最大値が合っていないが，これは空気量

6. まとめに由来する気泡設定が合っていないことによる。相対湿度 RH の解析では，空気量を 0%として計算した。

本研究その 2 は，2 相複合則の CO2 拡散係数による中性化を評価し，提案式の有効性を示した。
（中村研究室）関西地域の住宅における想像温度に関するフィールド調査
218-075 谷村 友翼
査期間は 2021 年 6 月 5 日～同年 12 月 9 日である。調１． はじめに
近年、地球温暖化の進行が懸念されている。地球温暖査対象人数は 12 人である。

化の原因の 1 つとして温室効果ガスの多量排出が挙げら

測定では温湿度やグローブ温度などの温熱物理環境をれる。これは、一般家庭での電力消費も関係している。

10 分間隔で測定した。図 1 に測定風景を示す。測定点の家庭での電力消費の増加は温室効果ガスの増加に関係す

高さは床から 100±10cm になるように設置を依頼した。

る。関西地方では、住宅世帯当たり年間用途別 CO2 排出申告調査は、アンケート用紙を用いて、居住者の都合の 20%がエアコン冷暖房使用を占める(冷房：4%、暖房：が合うタイミングに 1 日最大 4 回まで回答してもらった。

16%) 。このことから、住宅においてはエアコン使用が

ただし、激しい運動や帰宅、食事、入浴の直後は申告し温室効果ガス排出に大きな影響を与えていると考えられないように依頼した。アンケート申告では熱的快適性やる。電力消費削減のためのエアコン使用の工夫として、居住者行動の状況を回答してもらっている。表 1 に寒暑

夏であれば実際温度より想像する温度が低く、冬であれ感尺度を示す。

1)

ば実際温度より想像する温度が高いという状況になれば、エアコンの設定温度を抑えられるのではないか。

申告調査における想像温度は、小数第 1 位まで回答可能とし、「今、この部屋の温度は何℃だと思いますか？(温想像温度とは、ヒトを取り囲んでいる温熱環境におい度計を見ないでお答えください)」という問いに対して回て、ヒト自身が予想した気温のことである。この想像温答してもらった。想像温度の回答期間は 2021 年 7 月 10度に関する研究は国内でいくつか行われてきた。初期の日～同年 12 月 9 日であり、1059 回の申告数が得られた。

研究としては 2007 年に斉藤らが札幌の大学と戸建住宅

３． 結果と考察で行った実験

2)が挙げられ、それ以降にも関東の戸建住

３．１ 想像温度の分布

宅 3)、滋賀の中学校 4)、千葉の屋外公共広場 5)、人工気候

想像温度にどの程度ばらつきがあるかを明らかにする

室実験 6)などで研究が行われてきた。しかし、近年の関ために、図 2 に想像温度の分布を示す。平均値の 24.3℃

西地域における実際の住宅での想像温度の研究は私の知に対して標準偏差は 4.1℃である。最大値は 34.0℃、最る限りではまだ行われていない。想像温度は温熱環境の小値は 4.0℃であり、想像温度の申告の幅は非常に広い。

分野であり、適応的な快適性のことを考慮すると、地域・

これは、想像温度の申告期間が約半年という期間の長さ

対象建築によって想像温度に差異があると考えられる。

だけでなく、居住地域・居住環境の違い、個人差などがこのことから、先行研究が特に少ない関西地域の住宅に原因と考えられる。次に分布をみると、最頻値は階級値

おいて想像温度の研究を行うことは、関西地域の居住実26℃である一方で、20℃付近のデータも集中しており、態を解明する上で重要な基礎資料になり得る。

2 極型の分布であった。度数が少ない 23℃付近は秋頃の本研究では、関西地域の住宅で温熱物理環境測定とア申告と考えられるが、どの月でも安定した申告数が得らンケート申告を併用したフィールド調査を実施し、想像れており、秋頃の申告数が少ないわけではない。したが温度の実態を解明することを目的とする。

って、今年の季節の変化のスピードが早く、秋が非常に

２． 研究方法

短かったことが想像温度にも影響したと考えられる。

本研究では、実測調査と申告調査を同時実施するフィ

３．２ 各月の平均想像温度

ールド調査からデータを収集した。調査対象住宅は大阪

各月の平均想像温度に統計的な有意な差があるかを明

4 世帯、兵庫 1 世帯、京都 1 世帯の計 6 世帯である。調らかにするために、図 3 に各月の想像温度のエラーバーを示す。なお、エラーバ

表 1 寒暑感尺度

ーの範囲は平均値に対す尺度 寒暑感
1

非常に寒い

2

寒い

3

やや寒い

4

図 1 測定風景

る 95%信頼区間を示す。
各月の平均想像温度をみると、8 月から 12 月にどちらでもない

かけて低くなっている。

(暑くも寒くもない)

5

やや暑い

エラーバーの範囲をみて

6

暑いも、8 月から 11 月にかけ

7

非常に暑い

図 2 想像温度の分布てはバーが重なっておらず、各月の平均想像温度の間に統計的に有意な差がある。
10 月と 11 月を比較すると、10 月の平均値は 23.9℃、11 月の平均値は 19.6℃であり、1 ヶ月という短期間で想像温度の平均値は 4.3℃下がっている。このことより、
季節の急な変化が想像温度にも影響したと考えられる。
３．３ 想像温度と室内気温の関係
想像温度と室内気温にどの程度差異があるのかを明らかにするために、図 4 に想像温度と室内気温の関係を示す。なお、図中の実線は回帰線を示し、破線は想像
図 3 各月の平均想像温度

温度と室内気温が同値となるところを示している。
想像温度の申告の分布をみてみると、
室内気温よりも
想像温度の方が高い割合と室内気温よりも想像温度の方が低い割合がほぼ同じようにみえる。また、室内気温
が約 24℃以上のときは概ね破線付近に集中しているが、室内気温が約 17～24℃のときは想像温度のばらつきが大きくなる。これは、ある回答者 1 人の申告であることがわかっている。
回帰分析を行ったところ、以下の回帰式が得られた。

Tcog=0.948Ti+0.986(1)(n=1036, R =0.644, p=0.071)
2

図 4 想像温度と室内気温の関係

Tcog：想像温度[℃]、Ti：室内気温[℃]、n：度数、R ：2決定係数、p：有意確率である。得られた回帰線と破線が、ほぼ同じ位置で重なっている。このことより、全体の傾向としては想像温度と室内気温がほぼ同値になっていることがわかる。
３．４ 想像温度と寒暑感の関係
居住者が体感している暑さ寒さによって想像温度に差はあるのかを明らかにするために、図 5 に想像温度と寒暑感の関係を示す。
図 5 寒暑感と想像温度の関係

分布をみると、寒暑感が暑い側の申告に移るほど想像温度は高くなっている。また、各寒暑感に対する想エラーバーが重なっておらず、各月の平均想像温度

像温度の幅は非常に広い。例えば、回答者が寒暑感 4の間に統計的に有意な差がある。

と申告した、すなわち「暑くも寒くもない」と感じて(3)

傾向として比例の関係にあった。

いる場合の想像温度は、15～31℃の範囲で想像している。このことより、16℃という想像温度の大きな幅をもってしても、寒暑感は同じ 4 という申告になっており、この理由としては、想像温度は季節に応じて変動
するが、暑さ寒さについてはその季節に適応すること
で、適応的な熱的快適性を得ていたためと考えられる。
つまり、ヒトの心理的に許容できる温度範囲は非常に広いことがわかる。
4

まとめ
本研究では関西地域の住宅 6 世帯でフィールド調査を実施したところ、以下の知見が得られた。
(1) 想像温度の平均値は 24.3℃、最大値は 34.0℃、最小値は 4.0℃であった。想像温度の分布は 2 極型となった。
(2) 各月の平均想像温度は、8 月から 11 月にかけては

想像温度と室内気温の関係を回帰分析すると、全体(4)

各寒暑感に対する想像温度の幅は非常に広く、ヒトの心理的に許容できる温度範囲は非常に広い。

参考文献
1)
https://sustainable-switch.jp/domestic-co2-210927/2)
斉藤雅也：ヒトの温度感覚と環境調整行動に関する考察 －想
像室温と想像 MRT－,日本建築学会大会学術講演梗概集(九州),pp.501-502,2007.8
3)
酒井匠・H.B.リジャル・菊池世欧啓：住宅の想像温度と想像
快適温度に関する研究 ,日本建築学会関東支部研究報告集
Ⅱ,pp.117-120,2012.3
4)
廣谷純子・山田信博・町田佳世子・斉藤雅也：夏季における中学生の想像温度と熱環境適応プロセスの関係,日本建築学
会環境系論文集,Vol.84,No.756,pp.171-178,2019.2
5)
宮坂裕美子・水出喜太郎・菅野颯馬・田端康宏・古川亮哉・
野元彬久・高橋好斗・堀川晋・田辺新一：暑熱屋外に涼感を提供するゼロエネルギー・クールツリーの開発,日本建築学会
技術報告集,Vol.26,No.63,pp.619-624,2020.6
6)
新井渓・今川光・繪本詩織・橋本哲・リジャル H.B.・宿谷昌
則：湿度条件の違いが想像温度に及ぼす影響に関する研究,
空気調和・衛生工学会論文集,No.288 ,pp.13-20,2021.3（今川研究室）積層ゴムを有する CFT 柱脚の鉛直方向載荷実験
その 1 実験概要と実験結果
218-079
1.

2.2

はじめに

徳田

透馬

材料特性

近年、超高層建築物や大空間の建築物の建設において、鋼材とコンクリートの材料特性をそれぞれ表 2 と表 3 に

従来の高層建物に広く使われてきた RC 造、S 造や SRC 造示す。鋼材の材質は全て SN490B であり、そのヤング係数などに続く第四構造種別としてコンクリート充填鋼管構は 2.05×105MPa である。ここで、スキンプレートとリブプ

造（Concrete Filled Tube、以下：CFT 造）の適用が増えていレート（厚さ 16mm）の降伏強度および引張強度はそれぞる。CFT 造は鋼管とコンクリートが相互的に変形を拘束す

れ 365MPa および 539MPa で、ダイヤフラム（厚さ 19mm）

ることにより、他の構造と比べ高い耐力の発揮が期待されの降伏強度および引張強度はそれぞれ 409MPa およびているが、この効果は鋼管からコンクリートへの応力伝達556MPa で、ベースプレート（厚さ 25mm）の降伏強度およを前提とする。一方、高層建物の地震作用を低減するため、

び引張強度はそれぞれ 370MPa および 556MPa である。ま

免震構造が最も効果的な設計案として挙げられている。そた、コンクリートの圧縮強度は 71.5MPa で、ヤング係数がこで、本研究では免震システムと CFT 構造の合成実用化の3.65×104MPa である。

一環として、積層ゴムを有する CFT 柱脚の鉛直方向載荷を行い、長期荷重時の変形メカニズムについて検討する。
本報（その 1）では実験概要と実験結果について報告する。
2.

実験概要

2.1

試験体設計

本研究では、試験体 4 と 5 のようにダイヤフラムの有無を、試験体 5 と 6 のようにリブプレートの有無をパラメータとし計 3 体の試験体を計画する。各試験体の概要を表 1に、ダイヤフラムとリブプレートを有する試験体 6 の詳細を図 1 に示す。試験体の鋼管は 1800mm×500mm×500mm
であり、コンクリートは鋼管上部から 50mm まで充填する。
また、
ダイヤフラムは鋼管上部から 450mm の位置に設け、その上側にリブプレートを取付ける。
500

80

450
240
50

80

175 150175

表 1 試験体概要
試験体名
試験体 4
試験体 5
試験体 6
柱寸法
1800×500×500(mm)
東 上
450×500
1800
スキン
西 下
×500
1331×500
プレート
南 上
450×468
1800
(mm)
北 下
×468
1331×468
コンクリート
1750×468×468(mm)
ダイヤフラム560×560(mm)
リブプレート240×80(mm)
ベースプレート
950×950(mm)
全体278.5×φ950
積層
内部ゴム
ゴム
222.5×φ650
被覆ゴム
(mm)
222.5×φ666

560
500

表 2 鋼材の材料特性
部位

1800

500
560

225

30

1350

30

950
500

ダイヤ
フラム
ベース
プレート

225

278,5 25

666
950

225

図1

試験体詳細

スキン
プレート
リブ
プレート

500
950

225

材質

厚さ
(mm)

降伏点
(MPa)

引張
強度
(MPa)

16

365

539

SN490B
19

409

556

25

370

541

ヤング
係数
(MPa)

2.05
×105

表 3 コンクリートの材料特性
圧縮強度
ヤング係数
部位
(MPa)
(MPa)
コンクリート
71.5
36458

2.3

るコンクリートへの応力度伝達が優れており、ダイヤフラ

実験計画

載荷装置を図 2 に示す。本研究では、長期荷重のみを想ム上側のスキンプレートの面外変形にも大きく影響する

定し、CFT 柱脚の上から鉛直下向きの静的載荷を行った。

ことがわかる。また、コンクリートの軸力分担の違いによ

また、ダイヤフラムとリブプレートを有する試験体 6 の変り、ベースプレートの応力度分布の差異も著しくなってい位計およびひずみゲージの位置を図 3 に示す。試験体の左ることがわかる。

右側面に鉛直方向の変位計を取付け区間ごとの軸縮みを

4.

まとめ

計測し、裏面と右側面に水平方向の変位計を取付けスキン

本報（その 1）では実験概要と実験結果について報告しプレートの面外膨らみを計測する。また、スキンプレート、た。次報（その 2）では実験結果に基づき、各断面のコン

ダイヤフラム、リブプレートおよびベースプレートにひず

クリートとスキンプレートの軸力分担や CFT 柱脚の変形

みゲージを貼り付け、各断面の応力度分布を把握する。コメカニズムについて検討する。

ンクリートにはモールドゲージを埋め込み、コンクリート

2軸ひずみゲージ
変位計の軸力分担を計測する。

1層目
モールドゲージ

1760

3.

実験結果

1軸ひずみゲージ55

試験体の荷重-変形関係、鋼材の応力度やコンクリートのひずみ度などの実験結果を図 4 に示す。ここで、スキンプ

2層目
3層目

321

レートの面外変位は最も大きい裏面と右側面の中央部の1軸(Y軸)

279 1825値を用い、更に試験体の面外転倒などの影響を解除したものである。また、コンクリートとスキンプレートのひずみ度は同断面のゲージの平均値であり、ダイヤフラムとベー50

スプレートにおいては、3 軸ひずみゲージの計測結果より

2軸(Y軸)
1軸(X軸)

求めた主応力度（計算の詳細は次報（その 2）を参照）の
値を示す。

Y

475 4751500

図23軸ひずみゲージ

2軸(Y軸)
3軸(Z軸)
1軸(X軸)

3軸ひずみゲージZ

3軸ひずみゲージ

X

図3

載荷装置

計測計画

実験結果より、ダイヤフラムを設けた試験体はそれによ
2000

1000

1000

500

変位 (mm)

3層目

1000

2層目
3層目

1000

500

2000

1層目

1500

2層目

500

2000

1層目

1500

2層目

1500

1000

3層目

1000

500

0

0

0

0

0

0

-500

-500

-500

-500

-500

2000 4000 6000 8000 1000

002000 4000 6000 8000 10000(b)試験体 4 鉄骨

2000 4000 6000 8000 10000

02000 4000 6000 8000 10000(c)試験体 5 コンクリート(d)試験体 5 鉄骨

02000 4000 6000 8000 10000

3

3

3

3

2

2

2

2

2

1

1

1

1

1

0

0

0

0

0

-2

-1

H-16
H-36
H-56

-2

-3

-1

H-26
H-46

-2

2000

4000

6000

8000

10000

0

(g)試験体 4 西面変位
500
400
300
200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500

BI-1
BI-3
BI-5
0

2000

4000

6000

8000

500
400
300
200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500

2000 4000 6000 8000 1000

BO-1
BO-3
BO-5
0

(m)試験体 4
ベースプレート内

2000

500
400
300
200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500

BO-2
BO-4
BO-6

0

-3

10000

0

2000

4000

6000

8000

0

10000

(j)試験体 5 南面変位
500
400
300
200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500

BO-2
BO-4
BO-6

BO-1
BO-3
BO-5
0

BO-2
BO-4
BO-6

2000 4000 6000 8000 10000

2000

4000

H-16
H-26
H-46
H-66

-2
-3

6000

8000

10000

0

(k)試験体 6 西面変位
500
400
300
200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500

BI-1
BI-3
BI-5
0

BI-2
BI-4
BI-6

2000 4000 6000 8000 10000

2000

4000

H-1.5-6
H-36
H-56
6000

8000

500
400
300
200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500

BO-1
BO-3
BO-5

0

BO-2
BO-4
BO-6

2000 4000 6000 8000 10000

荷重 (kN)(n)試験体 4
ベースプレート外(o)試験体 5
ベースプレート内(p)試験体 5
ベースプレート外(q)試験体 6
ベースプレート内(r)試験体 6
ベースプレート外

6000

6000

6000

4000

4000

4000

2000

2000

2000

0

0

0

5

10

15

20

0

5

10

15

変位 (mm)

変位 (mm)

変位 (mm)(s)試験体 4 荷重－変位(t)試験体 5 荷重－変位(u)試験体 6 荷重－変位

図4

20

500
400
300
200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500

D-1
D-3
D-5
D-7
0

D-2
D-4
D-6
D-8

2000 4000 6000 8000 10000

荷重 (kN)(v)試験体 5 ダイヤフラム

500
400
300
200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500

D-1
D-3
D-5
D-7
D-9
0

10000

(l)試験体 6 南面変位

荷重 (kN)

8000

20

-2

-1

荷重 (kN)

10000

15

8000

0

-1

H-1.5-1
H-31
H-51

荷重 (kN)

8000

10

6000

2000 4000 6000 8000 10000

10000

5

H-1.5-6
H-36
H-56

1

H-11
H-21
H-41
H-61

荷重 (kN)

8000

0

4000

BO-1
BO-3
BO-5

10000

0

-2

(i)試験体 5 西面変位

2000 4000 6000 8000 10000

荷重 (kN)

H-16
H-26
H-46

-3
0

10000

(h)試験体 4 南面変位

BI-2
BI-4
BI-6

-1

H-1.5-1
H-31
H-51

-3

-3
0

H-11
H-21
H-41

2000 4000 6000 8000 10000(f)試験体 6 鉄骨

3

H-21
H-41

3層目

0

2

H-11
H-31
H-51

2層目

(e)試験体 6 コンクリート

3

-1

1層目

500

-500
0

応力度 (N/mm²)

2000

1層目

1500

500

(a)試験体 4 コンクリート

荷重 (kN)

2000

1層目
2層目
3層目
4層目

1500

応力度 (N/mm²)

ひずみ (μ)

2000

1層目
2層目
3層目
4層目

1500

D-2
D-4
D-6
D-8
D-10

2000 4000 6000 8000 10000

荷重 (kN)(w)試験体 6 ダイヤフラム

実験結果（権研究室）

積層ゴムを有する CFT 柱脚の鉛直方向載荷実験
その 2 長期荷重に対する CFT 柱脚のメカニズム
218-004
1.

安藤

はじめに

拓海

1層目

本報（その 2）では、前報（その 1）の実験結果を用いて、2層目

スキンプレートとコンクリートの軸力分担率について検3層目討する。また、ダイヤフラムやベースプレートの応力度分

4層目

布に基づき、CFT 柱脚の変形メカニズムを把握する。
2.

分担率（a）試験体 4

スキンプレートとコンクリートの軸力分担は式（1）より算定する。ここで、𝜎 はコンクリートの応力度、𝜎 は鋼管

1層目の応力度、𝐴 はコンクリートの断面積、𝐴 は鋼管の断面積である。また、コンクリートと鋼管の応力度は同断面のひ2層目

ずみゲージの平均値により求めたものである。

3層目

𝑃

𝜎𝐴

𝜎𝐴

(1)

各試験体の計測断面におけるスキンプレートの軸力分（b）試験体 5担率を図 1 に示す。全ての試験体において、コンクリートと比べスキンプレートの分担率が大きくなっており、特に1層目

ダイヤフラムを設けて無い試験体 4 の 1 層目ではスキンプ
2層目

レートがほぼ全部の軸力を負担する。しかし、ダイヤフラ

3層目

ムを有する試験体 5 と 6 においては、ダイヤフラム下側のコンクリートが 4 割以上の軸力負担率を示している。この結果より、ダイヤフラムの設置によりコンクリートへの軸（c）試験体 6

力伝達が有効であると考えられる。また、リブプレートの図1

鋼管の軸力分担率ないことがわかる。
3. スキンプレートの面外変形
各試験体のスキンプレートの面外変位を図 2 に示す。前報（その 1）の荷重-変形関係のようにダイヤフラムを設けて無い試験体 4 の鉛直変位が最も大きくなることに比べ、（a）試験体 4

設置はコンクリートの軸力分担率にほとんど影響を与え

スキンプレートの面外変位は最も小さくなり、柱脚の面外変形としては最も小さくなる。しかし、ダイヤフラムを有プレート面外変位が下側のそれより顕著に大きくなることがわかる。また、リブプレートを有する試験体 6 の場合
は、スキンプレートに対するリブプレートの変形抑制効果
により、ダイヤフラム上側においてリブプレート上側のス（b）試験体 5する試験体 5 と 6 においては、ダイヤフラム上側のスキン

キンプレートの面外変形が最も大きくなっている。試験体
両試験体ともに同程度の面外変形が生じていることがわかる。
4.

ダイヤフラムとベースプレートの変形メカニズム4.1

主応力度の算定

ダイヤフラムおよびベースプレートの変形メカニズム（c）試験体 6

5 と 6 のダイヤフラム下側のスキンプレートにおいては、はその主応力度分布に基づき検討する。ここで、主応力度
は 3 軸ひずみゲージの計測結果を用い、式（2）～（4）に

図2

スキンプレートの面外変位

より算定する 1)。ここで、𝜀𝑚𝑎𝑥を最大主ひずみ、𝜀𝑚𝑖𝑛を最CFT 柱脚の変形メカニズムについて検討した結果、以下の小主ひずみ、𝜎𝑚𝑎𝑥を最大主応力度、∅𝑝を第 1 軸のひずみ

知見を得られる。

ゲージからの角度、𝜈をポアソン比（本研究では 0.3 を適用）

（1）ダイヤフラムを設置することにより、コンクリートのである。

軸力分担を確保することができた。

𝜀𝑚𝑎𝑥

1/2 𝜀1

𝜀2

√2 𝜀1

𝜀3

𝜀2

𝜀3

(2)

（2）ダイヤフラムやリブプレートの設置によるスキンプ

𝜀𝑚𝑖𝑛

1/2 𝜀1

𝜀2

√2 𝜀1

𝜀3

𝜀2

𝜀3

(3)

レートの面外変形を定量的に把握した。また、ダイヤフラ

2𝜀3

𝜀1

(4)

ムの主応力度分布に基づき、リブプレートによるダイヤフ(5)

ラムの変形拘束効果についても検討できた。

∅𝑝

1/2 tan𝜎𝑚𝑎𝑥
4.2

𝐸 𝜀𝑚𝑎𝑥𝜀2 /𝜀1𝜈𝜀𝑚𝑖𝑛 / 1𝜀2

𝜈

ダイヤフラムの主応力度（3）ベースプレートの主応力度分布の検討により、その変

試験体 5 と 6 のダイヤフラムの主応力度の大きさと方向を図 3 に示す。いずれの試験体においても、ダイヤフラム

形メカニズムを把握した。
【参考文献】

上面の主応力度が下面のそれより大きく、上下両面の主応

1）東京測器：ロゼット解析の計算法(製品総合カタログ

力度分布によりダイヤフラムは鉛直方向に膨らんでいく

2021-2022)

ことがわかる。また、リブプレートを有する試験体 6 の場

（権研究室）
500N/mm

合は、リブプレートによるダイヤフラムの鉛直方向の膨らみが抑制され、リブプレートの取付け位置のダイヤフラム
下面の主応力度はリブプレートの直交方向に引っ張られる向きになっている。なお、リブプレートの間のダイヤフ
ラムは鉛直方向に膨らむ傾向を示している。
4.3

D-6

D-2

ベースプレートの主応力度

各試験体のベースプレートの主応力度の大きさと方向

D-4
D-3

D-1

を図 4 に示す。全ての試験体において、スキンプレート外側の BO 位置の主応力度がスキンプレート内側の BI 位置

D-5

下面

のそれより小さくなり、その中でもダイヤフラムを設けて

D-8
D-7

上面
（a）試験体 5無い試験体 4 の BI 位置の主応力度が最も大きくなる。また、全ての試験体の BI-3 の主応力度が最も小さく、ベース
プレートの中心部よりもスキンプレートの付近の変形が大きくなっており、スキンプレートとの溶接部以外のベー
スプレートは鉛直方向に浮き上がる変形になっているが、スキンプレート内側のベースプレートの変形が外側のそれより大きいことがわかる。ダイヤフラムを有する試験体

D-1

5 と 6 においては、ベースプレートの主応力度の大きさお

D-2
D-4
D-3

D-8
D-6
D-5

D-10
D-9

D-7

よび方向は同じ傾向を示しており、ダイヤフラム下側のス
下面

キンプレートの変形傾向と同様である。
5.

上面（b）試験体 6

まとめ
図3

本報（その 2）では、前報（その 1）の実験結果に基づき500N/mm

200N/mmBO-5
BO-6

ダイヤフラムの主応力度

500N/mm

BO-4

BI-3
BI-4
BI-1
BI-5
BO-1 BI-6
BO-3
BO-2
BI-2

（a）試験体 4（b）試験体 5
図4主応力度（ベースプレート）（c）試験体 6

土壁のい草刷き仕上げによる筋目模様の形成に関する実験的研究
その 1

土壁パネル試験体によるい草刷き仕上げ実験の結果について
218-085 中辻 智実

1. はじめに

3. い草刷き仕上げ実験の施工工程

左官技術は，歴史的に古くから使われている技術であると

い草刷き仕上げ実験での土壁パネル試験体の施工工程にともに，現代建築にも欠かせない技術である。その中で，壁ついてまとめる。施工工程は、1)計量・ふるいわけ、2)中塗

面に筋目を表現するテクスチャ仕上げ技術に，引きずり鏝，り土練り混ぜ、3)上塗り土練り混ぜ、4)中塗り土塗り付け、刷毛，櫛，箒を使った引き仕上げ等がある。これらの引き仕

5)上塗り土塗り付け、6)引きずり仕上げ、になった。また、

上げで，い草が使われた技術もあることが，京都府左官協同

本研究では、畳表の裁断部分を利用したい草刷毛も手作りし組合の重鎮の熟練左官職人の佐伯氏や浅原氏からアドバイた。これらを図 1～7 にまとめた。

スを受けたが，文献資料等には記載がなく，詳細が不明であ4. 試験体表面の筋目模様の結果る。本研究は，い草を刷毛に仕立てて，壁土の刷毛引き仕上

乾燥後の試験体表面にできた筋目模様の結果例を示す。図

げの実験的検討を目的とした。その 1 では，い草刷き仕上げ

8 は壁土 a、図 9 は壁土 b である。い草刷毛の垂直は斜めと実験の状況を報告する。

同じ結果のため省略した。実仕事では、毛長、寝かせ、一度

2. 実験の要因と水準引きが基本になる。

表 1 に実験の要因と水準を示す。実験は、筋目模様の出方を考えて、刷毛の使い方や土の水加減を要因とした。また、
表 2 に実験に使用した材料と練り混ぜ後の調合・計量値を示す。実験は、京都府左官協同組合の職業訓練校の学院長で熟練左官職人である佐伯護氏に指導を受けた。

表 1 実験の要因と水準
要因

・中塗りと上塗りに使用する土と消石灰と水を小分けにしふるいにかけて、ゴミや塊になっているものを取り除く。中塗り用土は１分のふるい、上塗り用土と消石灰は 5 厘のふるいを使用した。
土・水・アクヌキワラすさと麻すさを計量した。

図 1 工程 1：材料計量・ふるいわけ

水準

刷毛の長さ 毛長(6cm )、毛短(3cm )持ち方

寝かせ、斜め、垂直

土の水量

普通、多い

引き方

一度引き、二度引き

表 2 実験に使用した材料と練り混ぜ後の調合・計量値
計[g]

計量値[g]

中塗り土

上塗り土(壁土a)

上塗り土(壁土b)

土41185.5

水14964.7

アクヌキワラすさ

1119.4

あさぎ色土

7426.3

水11611.6

大すさ

219.4

消石灰

2787.2

あさぎ色土

4516.4

水

8178.7

大すさ

133.4

消石灰

1695.1・先に大きな容器に図 1 でふるいわけし、計量した土と水を入れて練り混ぜ、ある程度混ざったところでアクヌキワラすさを入れ、再度混ぜる。混ぜ加減は、左官職人の感覚になる。

図 2 工程 2：中塗り土練り混ぜ

57269.622044.6

14523.6･練り混ぜる麻すさを棒状の木で叩き細かくする。土と水を先に大きな容器で練り混ぜ、次に細かくした麻すさを入れ、再度練り混ぜる。最後に消石灰を入れ、練り混ぜる。今回の実験では、練り混ぜたあとに中塗り土を半分ほど別の容器に移し、水を 1.1L 足し
た上塗り土を壁土 b とした。水分量が違う上塗り土(壁土 a、壁土b)の２つを用意した。

図 3 工程 3：上塗り土練り混ぜ

・まず塗り付けた際に試験体の下地に中塗り土の水分が過度に吸収され、塗り加減が変わるのを防ぐために、刷毛で下地全体に水を塗り付けた。中塗り土を適量乗せ、鏝で木枠の隅まで塗り、中塗り土を押さえる。机の上に水平に試験体を置き、塗り付けるものと試験体を垂直にし、塗り付ける 2 つパターンをした。

a)毛長、寝かせ、一度引き b)毛長、寝かせ、二度引き

図 4 工程 4：中塗り土塗り付けc)毛長、斜め、一度引きd)毛短、寝かせ、一度引き

図 8 壁土 a の筋目模様の結果例

・中塗り土を塗り付けた後、乾燥させている間に各試験体の木枠に番号を書き記す。１時間 30 分ほど乾燥させ、上塗り土を塗り付けていく。中塗り土の塗り付けと同様、上塗り土を適量乗せ、小さい鏝
で木枠の隅まで隙間無く塗り付け、上塗り土を押さえつける。

図 5 工程 5：上塗り土塗り付けa)毛長、寝かせ、一度引き b)毛長、寝かせ、二度引き・引きずり仕上げで使用する刷毛を作る。畳表の裁断部の端が飛び出るように木の板で挟み込み、釘で留める。もう 1 つ同じものを作り、板から裁断部の飛び出た部分が 3cm と 6cm になるように切る。

図 6 畳表裁断部からのい草刷毛作りc)毛長、斜め、一度引きd)毛短、寝かせ、一度引き

図 9 壁土 b の筋目模様の結果例

・上塗り土を塗り付け後すぐに、試験体 1 体ずつ、い草刷きによる引き仕上げを行う。引き仕上げの種類としては、表 1 の全ての組み合わせで行った。

図 7 工程 6：い草刷きによる引き仕上げ
どちらも毛長、寝かせ、一度引きできれいに仕上がり、二度引き、斜め（垂直含む）、毛短の条件では、表面の荒れた部分が散見され、下地が見える箇所もできた。
5. 実験に使用した材料や壁土の土質試験の結果
図 10 粒径加積曲線実験に使用したあさぎ色土、中塗り土、練り混ぜ後の壁土
a、壁土 b の JIS 土質試験（密度試験、粒度試験、含水比試
験、湿潤密度試験）を実施した。図 10 に粒径加積曲線の結3

6. まとめ
その 1 では、土壁パネル試験体のい草刷き仕上げ実験の引果を示す。粒子の細かなあさぎ色土で密度 2.8g/cm と中塗

きずり仕上げまでの施工工程と筋目模様の概略と土質試験

り土 2.7g/cm3 より大きくなった。壁土は、湿潤密度が a､b

についてまとめた。い草刷毛の長さが毛長で、寝かせの持ち3

とも 1.4g/cm になり、含水比は a が 106%、b が 122%と大き方で、一度引きでないと上塗り土がめくれてきれいに仕上がく、水加減の実験条件と整合した。

らないことを実験で明らかにした。

(中村研究室)土壁のい草刷き仕上げによる筋目模様の形成に関する実験的研究
その 2 い草刷き仕上げの筋目模様の形成状況について
218-026

勝間

美月

はじめに

1.

本研究その 2 では、い草刷きによる筋目模様の形成状
況について 3D スキャナーを用いて断面計測をし、塗り方等の違いによる比較結果を報告する。
2．目視観察による検討
2.1

試験体の状態について

図 1 は試験体の表面を拡大したものである。筋目模様b)②斜めa)①寝かせが横に入っており、所々にみられる斜めに短く入っている線はスサが表面上に出たものである。
試験体の中には土の水量や刷毛の持ち方によっては、
図 2 の四角で囲んだ部分のように上塗り土が引き連れたものや図 3 のように上塗り土がなくなり中塗り土が露出したものもある。試験体の測定には土の余りが少ない中央部分を評価の対象として採用する。
2.2

c)③縦
図1

筋目模様の出方

図１(a)，(b)，(c)の順に筋目模様が薄く目立たなくな

d)①寝かせ，垂直
壁土 a，毛長，1 度引きっている。これは刷毛の持ち方が寝かせ、斜め、縦の順と等しくあることから、刷毛の角度が垂直に近づくほど筋目模様が現れにくくなる。
(d)は(a)と同条件だが、壁に立てかけ地面と垂直にし、通常の刷毛引き状態と似せた試験体である。(a)に比べてほんの少し劣るが(b)よりもしっかりとした筋目模様が確認できる。そして垂直に塗り付け、い草刷きを行うこ

図2

引き連れた壁土図4

EinScan-SE

図3

中塗り土の露出箇所とは水平状で行うよりも難易度が高く、より技能を求めなければならない。
3．3D スキャナーによる筋目模様の断面計測
3.1

3D スキャナーによる断面計測の概要

試験体の断面形状を把握するために図 4 の 3D スキャ
ナー（EinScan-SE）を使用した。スキャン精度は 0.1㎜であり、筋目模様も読み込める精度である。ここでは、四角で囲った部分がスキャ
ン範囲
真ん中の線が断面部分

試験体表面の中央部のスキャンを行った。図 7 のように
ターンテーブルは使用せず、三脚で斜め上から下向きに
1 ショットでスキャニングした。向きは波模様で死角が

図5

スキャンデータ

図6

断面図の算定箇所

できないように波が 3D スキャナーと垂直に設置し、取り込んだデータの向きがわかるように突起物を置いて撮影した。撮影したデータは 3D 点群処理ソフトウェア（Cloud Compare）を使用し、断面図を作成した。
3.2 断面作成方法
断面の算定は図 6 の中央部になる。面を回転させ、角を(0，0)になるよう調節する。断面抽出の箇所に長さ 5㎝のポリラインを引き、線上の座標データを CSV ファ
イル形式で保存し Excel に取り込んで断面図を作成した。
図7

3D スキャンによるスキャンの様子

3.3 Excel による筋目断面の座標データのグラフ化
筋目断面の座標データを X と Y に割り当て、散布図でグラフを作成した。図 8 に結果を示す。寝かせの水平と垂直条件で差がないことがわかる。
3.4

グラフ化したデータの分析

図 9 にそれぞれの条件別で、波の高さの比較を示す。
それぞれの試験体の波の高さを求めるため波の最上点と

図8筋目模様の凹凸比較グラフ

最下点を出し上下差の平均を算出した。この時の値を波の高さとして取り扱う。
a)は刷毛の持ち方による違いを表した図である。壁土a と b の違い、刷毛の長さの違い、1 度塗りか 2 度塗りの違いによらず、寝かせ、斜め、縦の順に波の高さが低くなっていることがわかる。目視観察での筋目模様の出方と一致している結果である。さらに、b)～d)でも寝か
せ、斜め、縦の順で波が低くなることが繰り返されている。このことからも刷毛の持つ角度は寝かせて引くこと
で筋目模様が付きやすく、刷毛を垂直に近づけるほど筋a)刷毛の角度からみた比較

目模様は付きにくくなることがわかる。
b)は土の水量の違いからみるグラフであり、壁土 a は
水の量が普通、壁土 b は多めで設定している。壁土 a よりも壁土 b で波が高くなっているものが数か所存在するが、その差は大きなものでなく、壁土 a が高くなり得た
場合の方が、差が良く出ていることがわかる。したがって、基本的には水の量が普通の場合波が高くなりやすい。
c)は刷毛の長さによる違いで、毛の部分の長さが長い
刷毛で 6 ㎝、短い刷毛で 3 ㎝の刷毛を使用した結果であb)水の量による比較

る。グラフをみると毛長の波が高くなっていることが多いため、基本毛短よりも毛長の方で筋目模様が付きやすい傾向がある。
d)は引く回数による違いであるが、2 度引きしたもの
が全体的に見て、波が高く表れている。当初の予定では
1 度引きの方が良いと考え実験を行ったが、2 度引きをすることで面に余すことなく筋目模様が付き、2 度引きの方で波が高くなったと思われる。
4．まとめ
本研究その 2 では，い草刷きによる筋目模様の形成状
況について，目視観察による分析だけでなく、3D スキc)毛の長さによる比較

ャナーを用いての解析、分析を行った。その結果、本研究の範囲内で，刷毛の角度では筋目模様の付き方に大きな変化が生じることを示した。
なお，筋目模様の形成メカニズムについて，実験結果で得た数値をもとに評価をし、手掛かりを得た。しかし、左官実験に左官職人の技量が大きく影響することも確かである。そのため，必ずしも本研究の限られた実験結果
で一般性を確認できたとまでは，なっていない。ばらつ
きも生じやすい。基礎的研究として，傾向を見いだしたことを付記しておく。
d)引く回数による比較
図 9 条件別、波の高さ比較 （中村研究室）

柱と梁が偏心する RCS 柱梁接合部の終局耐力の評価に関する一考察
218-089
1. はじめに長濵

聖実

対象である直交梁が片側のみに取り付く試験体も対象と2021 年 2 月に「鉄筋コンクリート柱・鉄骨梁混合構造
1)している。ただし，S 梁と直交梁がともに偏心している

設計指針」 (以下，RCS 指針という)が刊行され，図 1 に試験体や，標準接合部試験体と偏心接合部試験体で RC示す梁貫通形式柱梁接合部の終局耐力に関する設計法が柱の断面が異なる試験体は対象外としている。また，ふ示された。一方，建物の外周では，梁と外壁の納まりのさぎ板タイプに関して，RCS 指針では図 1(b)に示す支圧問題から，図 2 に示すように，鉄骨(以下，S という)梁板を設けたディテールを対象としているが，標準およびの材軸を鉄筋コンクリート(以下，RC という)柱断面の偏心接合試験体の全ふさぎ板タイプについて，支圧板が中心より偏心させることがある。しかしながら，現状の配置されていないディテールが対象となっている。

RCS 指針では，S 梁が RC 柱に対して偏心する場合の RCS

なお，表 1 中の柱梁接合部の破壊モードは，①が RCS

柱梁接合部(以下，偏心接合部という)の設計法は明示さ指針式による算定結果，②が実験結果であり，BF が支圧れていない。

破壊，SF がせん断破壊を表している。データベースの多本研究は，梁貫通形式 RCS 柱梁接合部を対象とし，偏くの標準試験体が柱梁接合部のせん断破壊と報告されて心接合部の終局耐力を RCS 指針に規定される設計式(以いるが，RCS 指針式による算定結果では支圧破壊と判定

下，RCS 指針式という)に基づいて評価するための方法

されることから，偏心接合部の破壊モードは標準接合部について，既往のデータベースに基づいた考察を行う。

に準ずるものとする。

2. データベース

3.

偏心接合部におけるコンクリートパネルの有効幅

表 1 および表 2 は，既往の偏心のない RCS 柱梁接合部

標準接合部の終局耐力がせん断破壊で決定される場(以下，標準接合部という)試験体および偏心接合部試験

合，RCS 指針式は，「鉄骨鉄筋コンクリート構造設計規体のデータベースを示したものである。対象とした試験

準・同解説」 2) (以下，SRC 規準という)に規定されてい体は，標準接合部試験体が 6 体，偏心接合部試験体が 7

る SRC 柱－S 梁柱梁接合部の終局せん断耐力式に準じた体であり，試験体数が少ないことから，RCS 指針では非設計式による。この場合，標準接合部のコンクリートパ
ネルの有効幅 Jb e は，Jbe = Cb/2 として評価される。しか

直交梁

直交梁

しながら、この有効幅の計算値は実験値を相当安全側の評価を与えることから，ここでは,SRC 規準に規定され
表1

ふさぎ板
(a)

ふさぎ板(CP)タイプ

図1

支圧板
(b)

No. 直交梁帯筋
帯筋(H)タイプ

梁貫通形式 RCS 柱梁接合部

【記号】
Cb：柱幅
CD：柱せいe：偏心距離

ふさぎ板

破壊モード

①

②

タイプ

Cb

CD

mCd

B

Bb

BD

mm mm mm N/mm2 mm mm

1

両側

BF

SF

CP

350 350 280 33.6 125 300

2

両側

BF

SF

CP

400 400 330 22.5 100 300

3

片側

BF

SF

H

350 350 263 39.1 125 300

4

両側

BF

SF

H

350 350 263 34.8 125 300

5-1

両側

SF

SF

CP

400 360 313 47.3

80 298

5-2

両側

BF

BF

CP

400 360 313 25.5

80 300

表2

偏心接合部試験体のデータベース

e

RC 柱
S梁

梁芯
CD
(a) 偏心なし

e
支圧板

帯筋

(c) 偏心あり(H タイプ)

図2

偏心接合部

Cb

CD

mCd

B

Bb

BD

e

e/Cb

No.

直交梁 タイプ

1e

両側

CP

350 350 240

32.6

125 300

2e

両側

CP

400 400 263

27.0

100 300 100 0.25(b) 偏心あり(CP タイプ)

Cb

直交梁

標準接合部試験体のデータベース

mm mm mm N/mm2 mm mm mm
65 0.193e

片側H

350 350 228

39.1

125 300

55 0.16

4e-1

両側

H

350 350 228

34.8

125 300

55 0.16

4e-2

片側

H

350 350 228

34.8

125 300

55 0.16

5e-1

両側

CP

400 360 238

48.0

80

298 100 0.25

5e-2

両側

CP

400 360 238

26.1

80

300 100 0.25

【記号】 mCd：柱主筋の一段筋重心間距離，σB ：コンクリート圧縮強度

柱芯

柱芯

J b e1Cbe

J b e2

Jbe

Cb+20% ±0300

J b e1e

Jbe

J b e2

expQmax

-10%

250

250

200

200

150
CD

梁芯

e/2

e

RC 柱

CD

ob e2
柱芯

(b) 支圧破壊型【記号】
B b：梁幅J b e ：コンクリートパネルの有効幅
J b e1：偏心していない側の有効幅

図3

expQmax

Bb

梁芯

100 150 200 250 300
偏心試験体+20% ±0

300

S梁

②①
②

250

250

200

200

-10%

cal Qu100

100 150 200 250 300

100 150 200 250 300

標準試験体

偏心試験体

偏心接合部のコンクリートパネルの有効幅に関する評価法の提案

expQmax150
cal Qu100：コンクリートパネルの有効領域+20% ±0

300

-10%

150

J b e2：偏心側の有効幅

cal Qu(a)RCS 指針による破壊モード

ob e1

Cbe

-10%

100

100 150 200 250 300
標準試験体(a) せん断破壊型①:内部パネル②:外部パネル

cal Qu100

偏心による影響あり

偏心による影響なし+20% ±0

expQmax

150

Bb

CD

梁芯

300

(b)実験の報告による破壊モード○CP:支圧破壊 ●H:支圧破壊 □CP:せん断破壊 ■H:せん断破壊

図5

実験値と計算値の比較

表3

実験値と計算値の比較ている SRC 柱－SRC 梁柱梁接合部の終局せん断耐力式に適用される RC 柱幅と S 梁幅の平均値をコンクリート
パネルの有効幅 Jbe として採用する。上述に基づき,せん
断破壊型の偏心接合部において，図 3(a)に示すように，
e を変数とする Jbe = Jbe1 + Jbe2 を(1)式として定義する。
𝐶 𝑏 + 𝐵𝑏 1.5 𝐶 𝑏 + 0.5 𝐵𝑏,− 𝑒}
𝐽 𝑏𝑒 = min {
2
2

(1)

一方，偏心接合部の終局耐力が支圧破壊によって決定される場合，図 3(b)に示す S フランジ幅より外側の外部
パネルにおいて，偏心方向と反対側の有効幅が e の影響

expQmax

e(mm)
No.1
No.2
No.3
No.4-1
No.4-2
No.5-1
No.5-2

cal Qu

①
=0

②
>0

③
=0

④
>0

275
227
210

247
215
205
200
172
201
157
Ave.

197
178
183

181
176
172
159
159
163
132

212
214
171

を受けると考える。偏心接合部の外部パネルの有効幅は，

170
169
144

①
－
③

②
－
④

②
－
①

④
－
③

1.39
1.28
1.14

1.36
1.22
1.19
1.26
1.08
1.23
1.18
1.26

0.897
0.944
0.977
0.944
0.812
0.938
0.915
0.918

0.887
0.941
0.905
0.904
0.904
0.961
0.873
0.911

1.25
1.26
1.19
1.25

図 3(b)に示す考え方に基づき，偏心時の支圧破壊型のコ値の比(④ / ③)が 0.911 である。このことから，標準接合

ンクリートパネル有効幅 ob e=obe1 + obe2 を(2)式として定部に対する偏心接合部の終局耐力の低減率を良好に評価義する。

できていると言える。

𝑜 𝑏𝑒 =

4.

3( 𝐶 𝑏 − 𝐵𝑏 ) − 𝑒
4(2)

実験値と計算値の比較

5.

まとめ
本報では，梁貫通形式 RCS 柱梁接合部を対象として，既往のデータベースおよび RCS 指針式に基づいて，偏心

図 5 および表 3 に標準および偏心接合部の実験値と計接合部の終局耐力を評価する方法を提案し，実験値を安算値の比較を示す。図 5 の縦軸は柱せん断力に置換した

全に評価できることを示した。

実験値，横軸は計算値である。また，表 3 は，RCS 指針

謝辞
データベース作成に当たり，多くの研究機関の貴重な実験データを活用させて頂きました｡関係各位に対して厚く御礼申し上げます。
参考文献
1) 日本建築学会：鉄筋コンクリート柱・鉄骨梁混合構造設計指針,
2021.22) 日本建築学会：鉄骨鉄筋コンクリート構造設計規準・同解説,
2014.1
3) 金本清臣，山野辺宏治，中西啓二，渡辺泰志：高強度材料を用いた鉄筋コンクリ－ト柱と鉄骨梁で構成される架構(NewRCSS
構法)の開発(その 1)，(その 2)，日本建築学会大会学術講演梗
概集，pp.1103-1106，2005.9

によって判定された破壊モードに基づいた算定結果を代表して示したものである。標準試験体の実験値 / 計算値(表 3 の① / ③)は 1.25，偏心試験体の実験値 / 計算値(表3 の② / ④)は 1.26 であり，提案したコンクリートパネルの有効幅 Jbe を RCS 指針式に適用した計算値は，実験値を安全に評価かつ，標準試験体に関する比とほぼ同じ評価を与えている。また，表 3 の偏心接合部/ 標準接合部に着目すると，実験値の比(② / ①)が 0.918 に対して，計算(馬場研究室)コンクリートのポンプ圧送でのスクイズ式とピストン式の圧力波形に関する研究
その 1 塑性粘度と降伏値のレオロジー定数の検討
218-092

西村

悠稔

了した。

1.はじめにコンクリート工事では，圧送作業が必要不可欠である

スクイズ式の圧力波形は，このときの低速と中速と高が，生コンクリートの種類や圧送手法によって，圧送作速を示している。また，ピストン式は低速と中速になる。

業の状況が様々に変化する。このため，圧送作業の予測

圧力波形は，スクイズ式とピストン式とも圧送根本部か技術が求められているが，まだ確立していない。本研究ら距離減衰して圧力が低下している。しかし，ピストンは，圧送時の圧力波形を予測する手法を開発することを式では，圧力が高まったときのサージ発生後に，安定し目的としている。その 1 では，圧送実験の概要とその実た波形が現れるが，スクイズ式では，サージ発生の状況

験結果から算定するレオロジー定数を検討する。

や波形形状が，圧送速度で異なっている。

2. スクイズ式の圧送について

6.

すべり流動の塑性粘度 k2 と降伏値 k1 の検討

6.1

ビンガム流体の塑性粘度μB 降伏値τy の算定

今回の圧送実験では，小型車両のスクイズ式圧送の検討を主として実施した。このスクイズ式圧送は，ピスト

流量 Q を変化させた場合の圧力損失Δp/l が既知のとン式とは圧送の仕組みが大きく異なる。
スクイズ式は歯磨き粉を出すメカニズムと同じであり、図―1 に示すように、吸入口からポンピングチューブに入ったコンクリートが回転しているローラーによって吐出口へ押し出され、吐出口から配管へ吐出されていく。
またポンピングチューブチューブの内側は真空になっており、ローラーによって押しつぶされたポンピングチュ
ーブが、真空になっていることにより、元に戻りコンクリートを吸入するようになっている。
3. 実験に使用したコンクリートの調合について
図―1

表―1 に今回の実験で使用した材料の種類とコンクリ

スクイズ式の仕組み

ートの調合を示す。呼び強度 30 でスランプ 18cm の一般的に多用される調合になる。圧送実験時のスクイズ式、

表－1 実験で使用した材料の種類とコンクリートの調合

ピストン式ともに同じ調合のコンクリートを使用した。

a) 使用した材料の種類

4. 圧送実験での配管の概要
図―2 に圧送実験での配管の概要を示す。配管は 1 本
3m の直管を合計 21 本つないでいる。そして，ポンプ車の筒元から圧力計測管 P1 まで 3m のドッキングホース
で接続し，また，配管 5 本ごとに管長 0.25m の圧力計測
管 P1～P6 を設置した。
b) コンクリートの調合

5. 圧送実験での圧力波形の実測結果
図－3 に，圧送実験での圧力波形の実測結果を示す。
スクイズ式とピストン式とも圧送実験では，低速の体積流量が小を条件から速度を高速側に 3 段階と変化させて体積流量を増し，その後，低速側に 3 段階変化させて終図－2 圧送実験での配管の概要

圧⼒ [N/mm2]

圧⼒ [N/mm2]

0.4
0.35
0.3
0.25
0.2
0.15
0.1
0.05

0.167.375m
0
1
1.5

0
4

5

6

7

8

9

10

11

12

13

1.2
1.1
1
0.9
0.83.125m
0.76.375m
0.6
0.521.625m
0.436.875m
0.352.125m0.2

圧⼒ [N/mm2]

0.5
0.45

14

2

時間 [sec], スクイズ式, 低速

2.5

3

3.5

4

4.5

2.6
2.4
2.2
2
1.8
3.125m1.6
6.375m1.4
1.2
21.625m
136.875m
0.8
0.6
52.125m
0.4

5

0.8
0.7
0.6
0.5
0.4
0.3

円筒管の中央部分で栓流を形成する。

0.2

栓流の半径 r0 と円筒管の半径 R の比0.1を比栓半径 a＝r0/R とし，0≦a≦1 の

圧⼒ [N/mm2]

円筒管内を流動するビンガム流体は，

0
6

8

10

12

16

18

20

⋅

1 1
⋅
3

⋅

1.8

2

2.2

2.4

2.2
2
1.8
1.6
3.125m1.4
6.375m1.2

3.125m
6.375m1
21.625m
0.836.875m
0.6
52.125m
0.4

21.625m

0.2
67.375m
0
2.6 3 3.4 3.8 4.2 4.6 5 5.4 5.8 6.2 6.6 7 7.4 7.8

67.375m

36.875m
52.125m

0.1
0.09
0.08
0.07

P1‐P2間0.06

P2‐P3間0.05

P3‐P4間0.04

P4‐P5間0.03

P5‐P6間

0.02

回帰線

0.01

本研究その 1 では，圧送実験の概要を示した。また，
その実験結果から圧送速度を変化させた圧力波形の実測結果を示した。圧力波形は，スクイズ式では圧送速度によってサージ発生を含めた波形形状が異なる結果になった。また，流量が変化した実測結果を用いて，レオロジ

5

10 15 20 25 30 35 40 45 50

実吐出量Q [m3/hr], スクイズ式, ⑤3018SPⅠa0

7. まとめ線形 (回帰線)

y = 0.000375 x + 0.003173

06.2 すべり流動の塑性粘度 k2 と降伏値 k1 の算定
このビンガム流体の塑性粘度μB と降伏値τy は，次式ですべり流動の塑性粘度 k2 と降伏値 k1 に変換できる。
k1=4/3･τyk2＝μB･4/R
図－4 に，スクイズ式の調合⑤と，ピストン式の調合⑨の圧力損失Δp/l と吐出量 Q の実測値を回帰した結果を示す。圧力計 P1 は筒元からのドッキングホース接続
近傍で圧力が高めに計測された。このため P1－P2 間の圧力損失は使用しない。これらの回帰結果から比栓半径a を求め，ビンガム流体とすべり流動の各塑性粘度と降伏値を計算した。その計算結果を表－2 に示す。調合⑤と調合⑨は，材料のばらつきを考えると，同じ調合であり，得られたレオロジー定数も同じような値である。若干，調合⑨が小さく軟らかい状況にある。

ー定数を評価することができた。

1.6

時間 [sec], ピストン式, 中速

0

1

1.4

図－3 実験結果の波形

0.14
単位長さあたりの圧力損失ΔP/l[(N/mm2)/m]∴

1.2(e)ピストン式中速

μB と降伏値τy が求まる。
2⋅
8⋅
4
1
⋅
;
1
⋅
⋅
⋅
⋅
⋅
3
3
⋅
⋅
⋅
⋅
；
⋅
8
2
実験による吐出量 Q1 と Q2 の比をとると，4 次式の比栓半径 a を求められる。
1
⋅
より,

から

14

時間 [sec], ピストン式, 低速(d)ピストン式低速範囲になる。比栓半径 a から塑性粘度

167.375m(c)スクイズ式高速

単位長さあたりの圧力損失ΔP/l[(N/mm2)/m]

伏値τy のレオロジー変数が求まる。

4
⋅
3
1 1
⋅
3

52.125m

時間 [sec], スクイズ式, ⾼速

0.9

圧⼒ [N/mm2]

栓半径 a を介して，塑性粘度μB と降より,

36.875m(b)スクイズ式中速き，ビンガム流体の管内流動式から比121.625m

67.375m
0.2
0
0.8
1

1

⋅

6.375m時間 [sec], スクイズ式, 中速(a)スクイズ式低速∴

3.125m0.12
P1‐P2間0.1

P2‐P3間0.08

P3‐P4間0.06

P4‐P5間0.04

P5‐P6間y = 0.000425 x + 0.002668

0.02

回帰線
線形 (回帰線)

00

5

10 15 20 25 30 35 40 45 50

実吐出量Q [m3/hr], ピストン式, ⑨3018SPⅠb

図－4 スクイズの調合⑤と，ピストンの調合⑨の圧力
損失Δp/l と吐出量 Q の実測値を回帰結果
表－2 比栓半径 a，ビンガム流体とすべり流動の各塑性
粘度と降伏値の計算結果
レオロジー定数
調合⑤
調合⑨
比栓半径a
0.162
0.130
降伏値τy [g/cm2]
0.62
0.52
[N/m2]=[Pa]
60.87
51.04
k1=4/3･τy [N/m2]=[Pa]
81.16
68.05
塑性粘度μB [g/(cm･sec)]
35.27
40.04
[(N/m2)･sec]
3.53
4.00
277.70252.24k2＝μB･4/R [Pa･sec/m]=（中村研究室）コンクリートのポンプ圧送でのスクイズ式とピストン式の圧力波形に関する研究
その 2 動的解析モデルによる圧送時の圧力波形の検討
218-127

山口寛基

1. はじめに本研究その 2 では，その 1 のレオロジー定数を適用して，動的解析モデルによる圧送時の圧力波形を検討する。
2. 動的解析モデルによる圧力波形の解析方法の概要
図１に，動的１次元粘弾塑性解析での作用力の力の釣り合いを示す。各質点ごとに，ダランベールの原理に基づき，復元力 Fs，すべり減衰力 Fd，すべり降伏作用力
Fy，慣性力 Fa，重力作用力 Fg，外力 Fo の各作用力が釣

(a)低速

(a)低速

(b)中速

(b)中速

り合うことになる。振動時の応答結果は，応答変位 x，応答速度 x’=v=dx/dt，応答加速度 x’’=v’=dv/dt=d2x/dt2になり，各質点ごとの運動方程式(1)が定型化できる。
質点１－Fy1－Fd1－Fa1－Fg1－Fs12－Fo=0

質点２－Fy2－Fd2－Fa2－Fg2－Fs21－Fs23=0

質点３－Fy3－Fd3－Fa3－Fg3－Fs32－Fs34=0

(1)

…
質点 n

－Fyn－Fdn－Fan－Fgn－Fsn n－1=0

ここで，バネ定数 ks と減衰係数 c と降伏作用力 Fy は，
式(2)～(4)になり，その 1 で評価したすべり流動の塑性粘度 k2 とすべり降伏値 k1 を適用する。また，体積弾性係
数 Ks は 20[MPa]一定とした。
ks[N/m]=Ks[N/m2]∙∙(2)c[N∙sec/m]=k2[N∙sec/m3] ∙ 2 ∙ π ∙r

∙L

Fy[N]=k1[N/m2]

4∙ 2 ∙ π ∙r

∙L

3

3. スクイズ式圧送での圧送根本の油圧の実測結果
スクイズ式の小型車両の圧送根本に，油圧計を取り付
け，圧送時の送り出し時の圧力を実測していた。動的解

x2,x’2,x’’2

x1,x’1,x’’1

m1

(c)高速
図 2 スクイズ式油圧実測結果

ks2

m2

(c)高速
図 3 スクイズ式筒元体積流量x3,x’3,x’’3
ks3

m3

xn,x’n,x’’n
ks4

ksn

Fy1

Fy2

Fy3

Fyn

c1

c2

c3

cn

Fy1
Fd1=c1・ x’1
Fa1=m1・ x’’1
Fg1=m1・ g ・ sin(φ)

Fs21=ks2・ (x2‐x1)
Fo
Fs12=ks2・ (x2‐x1)
Fy2
Fd2=c2・ x’2
Fa2=m2・ x’’2
Fg2=m2・ g ・ sin(φ)

Fs32=ks3・ (x3‐x2)
Fs23=ks3・ (x3‐x2)
Fy3
Fd3=c3・ x’3
Fa3=m3・ x’’3
Fg3=m3・ g ・ sin(φ)

Fsn n‐1=ksn・ (xn‐xn‐1)
Fs34=ks4・ (x4‐x3)
Fyn
Fdn=cn・ x’n
Fan=mn・ x’’n
Fgn=mn・ g ・ sin(φ)

図 1 動的１次元粘弾塑性解析での作用力mn析では，圧送根本部に対応する送り出し時の外力を設定する必要がある。この外力設定のため，解析対象とする
低速，中速，高速での油圧実測結果を，図 2 に示す。
このスクイズ式の圧力波形中のサージ発生は，低速と中速で圧力が低下する直前に現れているが，高速では大きなサージ発生には至っていない。すなわち，圧送速度
によって，圧力波形の出方が異なる状況になっているこ(a)低速とがわかる。

(b)中速

図 4 ピストン式筒元体積流量

4. 筒元体積流量の検討
これらの油圧実測結果から，動的解析モデルの外力設

排出時に圧力が高まる傾向を，筒元体積流量の設定パタ

定に関係する筒元体積流量を設定した。図 3 に，スクイーンに組み込んでいる。その対応が反映した圧力波形のズ式の筒元体積流量の設定結果を示す。低速，中速，高解析結果になっている。また，圧力上昇持の慣性力の作

速とも，油圧実測結果と類似した筒元体積流量が設定で用のサージは，顕著には見られず，実測の圧力波形の形

きた。

状と類似した結果を得た。また，高速では，ピストン式

一方，ピストン式の圧送においては，圧送根本部に油と似たような筒元体積流量の設定パターンのため，ピス圧計がないため，その 1 の圧力波形の実測結果を参照しトン式の圧力波形解析の結果と類似した結果になった。

て，低速と中速の筒元体積流量を設定した。図 4 に，ピ

実測の圧力波形の形状とは少し異なったが，解析モデル

ストン式の筒元体積流量の設定結果を示す。ここでは，を単純化して設定している影響と思われる。

筒元体積流量にサージ発生は含めていない。

6. まとめ本研究その 2 は，動的解析モデルによる圧送時の圧力

5. 動的解析モデルによる圧力波形の解析結果
圧送実験持の水平配管距離は約 70m であり，ここでの波形を検討した。その結果，実測結果に対応するよう，

動的解析モデルの質点配置間隔を 7m ごととし，10 質点

筒元体積流量の波形パターンを設定し，スクイズ式とピで構成した。

ストン式の圧力波形を解析して，慣性力の作用によるサ

図 5 に，ピストン式での圧力波形の解析結果を示す。

ージ発生についての考察を示すことができた。
（中村研究室）動的解析モデルの定式化にあたって慣性力項
1を設定している。筒元体積流量の設定パター

圧力 [N/mm2]

加速度が生じて，慣性力が作用する。ピストンの脈動に応じて，圧力上昇時に生じた加速度に由来する慣性力が，サージ発生に対応している。また，圧力減少時は，本来，すべり

2

0.8

1.8

0.7

1.6

圧力 [N/mm2]ンに合わせて，流量が増加や減少するとき，

2.2

0.9

0.6
0.5
0.4
0.3

降伏値が作用して圧力が 0 にならないが，慣性力の作用で圧力波形が 0 まで下がる傾向に

0.6
0.4
0.2
0

6

図 6 に，スクイズ式での圧力波形の解析結

12 14
時間 [sec]

果を示す。油圧実測にて，低速と中速では，

(a)低速

0.3
0.25
0.2
0.15
0.1
0.05
0
4

6

8
10
時間 [sec]

(a)低速

12

14

8

10

16

18

20

2.6 3 3.43.84.24.6 5 5.45.86.26.6 7 7.47.8
時間 [sec]

図 5 ピストン式解析結果

1.2
1.1
1
0.9
0.8
0.7
0.6
0.5
0.4
0.3
0.2
0.1
0

圧力 [N/mm2]

圧力 [N/mm2]

圧力 [N/mm2]

0.4
0.35

1
0.8

0.1

ある。

0.5

1.2

0.2

0

0.45

1.4

1

1.5

2

2.5 3 3.5
時間 [sec]4(b)中速
図 6 スクイズ式解析結果

4.5

5

(b)中速

2.6
2.4
2.2
2
1.8
1.6
1.4
1.2
1
0.8
0.6
0.4
0.2
0
0.8

1

1.2 1.4 1.6 1.8
時間 [sec](c)高速2

2.2 2.4

住宅床下の断熱性能の違いが室内温熱環境に及ぼす影響
第1報

定常・非定常 CFD 解析を用いた居室内温度分布の再現
218-100

1. 背景・目的

坂東 あすか

(共同研究者

218-020

岡田 和磨)

表 3 空気層相当の熱物性体と高熱伝導率の熱物性体の物性値

外皮の断熱性能の向上は室内温熱環境の改善に寄与す

空気層相当の熱物性体

高熱伝導率の熱物性体

0.1
1005
1.204
2.3

0.1
0.01
0.01
9999999

厚み(m)比熱(J/(kg・K))
密度(kg/m3)

る。部分的な断熱改修により温熱環境の改善は可能であるが、適切に改修が施されなければコールドドラフトが生じ熱伝導率(W/(m・K))

温熱的な快適性が確保し難い可能性もある。

ヒーターのサイズは、実験で使用した楕円形のヒータ

本研究では、住宅床下の断熱性能に着目し、効率的な断ー(0.28m×0.32m×0.56m)を、発熱面積が同じになるよう

熱改修計画の立案や評価手法構築に寄与する知見の整理な直方体モデル(0.24ｍ×0.24ｍ×0.56m)で再現した。ヒを目的とした検討を行う。

ーター下部は断熱とする。

現在、床下断熱の厚さが居室の上下温度分布に及ばす影

2.2 格子分割

響について知見を得るため、旭化成ホームズ(株)の実験住

室内空間は約 0.1m での分割を基本とし、壁体内部を 8 分

宅で計測を行っている。本報では、定常および非定常 CFD割、床を 5 分割、天井を 20 分割、空気層相当の熱物性体と解析でヒーターの立ち上がりを含めた室温変化を再現す

高熱伝導率の熱物性体内部を 4 分割とした。ヒーター周囲ることを試みる。

は細かく分割した。格子条件を図 2 に示す。

本研究は、旭化成ホームズ(株)との共同研究である。
2. 解析概要

室内

拡大

実験住宅に対応した居室の室内気流・温度分布について、定常・非定常 CFD 解析を実施する。解析には、㈱アドバンス
ドナレッジ研究所製の FlowDesigner2021 を用いる。床下の断熱材厚みについては、実験に対応する 3 ケースを検討する。表 1 に実験に対応した解析ケースを示す。
表1
解析ケース
Ⅰ(床断熱材 0 ㎜)
Ⅱ(床断熱材 30 ㎜)
Ⅲ(床断熱材 60 ㎜)

X

解析ケース

天井高(㎜)
2,400
2,358
2,328

2.1 解析対象居室モデル
実験住宅内の居室を熱格子数(ΔX×ΔY×ΔZ)
297,480(67×60×74)
311,100(68×61×75)
315,248(68×61×76)

高熱伝導率の熱物性体空気層相当の熱物性体
ヒーター(放射率 1.0)

壁 空高
気熱
層伝
導
率

Y

図2

格子条件

2.3 共通解析条件
定常・非定常 CFD 解析の共通解析条件を表 4 に示す。
表4
乱流モデル

共通 CFD 解析条件
離散化
メッシュ

有限体積法

移流項差分スキーム

標準 k-εモデル
一次風上

放射解析

放射強度輸送方程式

アルゴリズムSIMPLEC 法

構造格子

物性体で再現した。図 1 に

解析領域最外周における境界条件は外気温度 4.5℃固定

解析対象となる居室モデとする。ただし、床下は床下空間を考慮し、7.72℃(ケールを、表 2 に各熱物性体にスⅠ)、6.97℃(ケースⅡ)、6.64℃(ケースⅢ)とする。ま

3.43m

使用した物性値を示す。

1.488m

熱収支および収束性向
上の工夫として、既報 1)

Yで用いた外皮の周囲６面を屋外側の空気層相当

Z

2.4m

2.408m2.305m3.225mX
図 1 居室モデル(ケースⅠの場合)

た、実験住宅の漏気を再現するために、室内全体に実験
住宅内で計測された C 値(1.81cm2/m2)から推測した損失熱量(表 5)を空間一様吸熱として設定。再現モデル(図 1)隅部から熱が逃げ過ぎる可能性があるため、ラーメン構造状に障(熱伝達抵抗:1/23m2K/W)の熱物性体で囲み、さらにその外害物を設置(図 3)して一次元熱側に高熱伝導率の熱物性体で覆う。空気層相当の熱物性体移動を生じ易くした場合も検討と高熱伝導率の熱物性体の物性値を表 3 に示す。

した。障害物を含まないモデル

表2
厚み(m)
比熱(J/(kg・K))
密度(kg/m3)
熱伝導率(W/(m・K))

各熱物性体の物性値

を「障害物なし」、含むモデル

壁

天井

床[0mm]

床[30mm]

床[60mm]

0.209
1128
258.9
0.1127

0.505
1119
109.3
0.1280

0.125
1100
724.5
0.2031

0.167
1150
569.5
0.0948

0.197
1173
478.6
0.0629※床の[ ]内は床下の断熱材の厚みを「障害物あり」とする。
表5
損失熱量(W)

図3

障害物設置位置

空間一様吸熱量(換気による損失熱量)
ケースⅠ
68.5

ケースⅡ
66.5

ケースⅢ
66.5

3.定常 CFD 解析における室温分布の再現

る。実験と両 CFD 解析で傾向が異なるのは、解析ではコー

3.1 解析概要

ルドドラフトの再現が十分でなく足元で高めの温度とな収束判定(残差)は 10-6、計算回数は 2000 回。ヒーター発る代わりに天井付近の温度が低下したためと考えられる。

熱量は、実験で定常とみなした時間帯のヒーター発熱量の4.非定常 CFD 解析における室内温度分布の再現

平均値(表 6)を設定する。

4.1 解析概要

表6

ヒーター発熱量

ケースⅠ
299

発熱量(W)

2 節のモデルを初期温度 4.5℃、刻み時間 1 分で 1 時間

ケースⅡ
280

ケースⅢ
274

3.2 解析結果
温度、速度分布を図 4 に示す。室中央における鉛直温度分布を図 5 に示す。

間の発熱量の平均値を用いる。
その他概要は 2 節に準ずる。
4.2 解析結果
室中央高さ 1.2m 位置の空気温度の経時変化について、実験と非定常 CFD 解析の比較を図 6 に示す。

測定点
0 ㎜ 2.3ｍの非定常 CFD 解析を行う。ヒーター発熱量は実験での 1 時

30 ㎜

(℃)

60 ㎜

ケースⅠ

12
10

1.2ｍ

実験

8

CFD(障害物なし)

60.1ｍ

CFD(障害物あり)
4

障害物なし
30 ㎜

0 ㎜ 2.3ｍ

0

60 ㎜

5

10

15

20

(℃)

25

30

35

40

45

50

55

60 (min)

ケースⅡ

12
1.2ｍ

10

実験

8

CFD(障害物なし)

0.1ｍ

6

障害物あり

CFD(障害物あり)

40

図 4 鉛直温度分布(室中央 Y=0.744)
熱収支誤差は全ての解析で±0.1%以内に収まっている。

5

10

15

20

(℃)

25

30

35

CFD(障害物あり)

40

る結果となった。

5

図6
2.0

60 (min)

CFD(障害物なし)
6

実験よりも全てのケースで解析のほうが 2℃ほど小さくな

ケースⅠ

55

実験

8

いておらず、ドラフト気流の再現性は低い。上下温度差は

2.0

50

10

ただし、足元の本報の CFD 解析で低 Re 数型モデル等を用

高さ
(m)

45

12

いずれも、障害物ありの場合の方が約 3℃程度高くなる。

高さ
(m)

40

ケースⅢ

10

15

20

25

30

35

40

45

50

55

60 (min)

空気温度の経時変化(室中央床上 1.2m 高)

いずれも、発熱開始から約 20 分は、実験の室温は CFD 解
ケースⅡ析に比べて低い。これは、実験ではヒーター底面が幾らか

1.5

1.5

温まり、真下の床が温まるまでは床下へ熱が逃げ得る点が

1.0

1.0

原因と考えられる。また、CFD 解析の床下境界条件は、実

0.5

0.5

験で定常と判断した時点の床下空間の温度を用いたため

0.0

0.0

高さ
(m)

16

18

20

22

24

(℃)

16

18

20

22

24 (℃)

初動の室温は高めとなり得る。実験のケースⅠでは発熱開始 7 分頃を境に温度の勾配が急となるが、この辺りで床温

ケースⅢ

2.0

度が安定したものと考えられる。1 時間の解析では床断熱1.5

性能が高い方が、実験に近い立ち上がりになる結果となっ

1.0

た。

0.5

5. まとめ

0.0
16

18

20

図5

22

24

定常・非定常 CFD 解析いずれも、室温をある程度再現す

26 (℃)

空気温度の鉛直分布(室中央)

床上 1.2ｍ、2.3ｍの空気温度について、床断熱なし(ケースⅠ)の場合、実験＞障害物あり＞障害物なしとなり、障害物ありの方が再現精度が高いと考えられる。床断熱ありることができた。定常計算では約 2 時間、非定常計算では
約 4 時間と解析にかなりの時間を要する点が課題である。
参考文献
1)(ケースⅡ、Ⅲ)の場合、障害物あり＞実験＞障害物なしと

杉浦鱗太郎、河野良坪等:断熱性能の不均一性が室内温熱環境に及ぼす影響-その 2 室形状および窓の断熱性能に着目した居室の CFD 解析, 日本建築学会大会, No.41244, P.521～522, 広島, 2017 年 8 月

なり、障害物なしの方が再現精度が比較的高いと考えられ(河野研究室)住宅床下の断熱性能の違いが室内温熱環境に及ぼす影響
第2報

居室モデルの簡略化による解析時間の短縮に関する検討
218-020

1. 背景・目的(共同研究者

岡田 和磨

218-100

坂東 あすか)

熱容量については躯体の床下空間の空気および基礎部の第 1 報では、実験室の躯体を詳細に再現した定常・非熱容量を加えて算出し、その分躯体の密度を割り増して定常 CFD 解析を行い、室温分布や室温変化の再現を試

CFD 解析上設定した。ヒーター発熱量は第 1 報と同様。

みた。実験値との比較をしたところ一定の精度が見られ

表 3 疑似厚みたものの、解析に時間がかかる点に問題がある。

床面

本報では躯体再現を既報 1)で用いた CFD 解析用の厚み無しとした形状モデルにより簡略化した上で適切な熱断熱材厚さ

収支や解析精度をある程度維持しながら解析時間の短縮が可能であるかについて、定常・非定常 CFD 解析を行

0mm

0.125

30mm

0.167

60mm

0.197

壁面(前後)

壁面(左右)

天井面

0.209

0.209

0.505

3.2 格子条件

い検証する。

第 1 報の室内空間部分の格子分割のみを再現した。

2. 解析概要

ヒーター下部は断熱境界。格子条件を以下の図 2 に示す。

第 1 報で用いた建物躯体の熱物性の代わりに、外気温と固体表面までの熱伝達率を設定した 3 種境界条件を熱的境界として使用。この境界面には部材の熱特性を含み、部材内部の温度分布は、2 次関数近似により計算される。
部材厚み無しとなるため、室内空間のみの再現で済む。
第 1 報と同様に床下の断熱材厚さ(0mm、30mm、60mm)を再現して、定常・非定常 CFD 解析を実施する。

断熱境界
Y

Z

FL

解 析 に は 、 ㈱アドバンスドナレッジ研究所製のFlowDesigner2021 を用いる。

X

CFD 解析の解析条件を表 1 に示す。天井高さと格子分
割を表 2 に示す。非定常 CFD 解析の刻み時間は第 1 報と同様に 1 分とする。

いずれも 1%の誤差を下回る。また、収束精度は速度変

格子分割
34(X)×25(Y)×34(Z)
34(X)×25(Y)×32(Z)
34(X)×25(Y)×32(Z)

格子数
28,90027,20027,200※断熱材の厚みが増すと室容積が減少する。
ヒーター

室中心温度分布を図 3 に、室中央における実験値と簡略化モデルと第 1 報の躯体再現モデルの鉛直温度分布を
図 4 に示す。
寸法
(mm)

簡
略
化
モ
デ
ル

100

図 1 のように 3 種境界条件を熱的境界として設定し、壁厚等の無いシンプルな方法で再現した。以降、「簡略化モデル」とする。便宜Z上、第 1 報で熱物性体を扱い、隅Y部の障害物ありとしたモデルを「躯体再現モデル」とする。

60mm
0.727

0mm

30mm

60mm

0mm

30mm

60mm

FL

FL

FL

100

3.1 境界条件を用いたモデル再現

30mm
0.581

2.408m2.400m2.358m2.328m1.488mX

図 1 簡略化モデル

境界条件に設定した疑似的な厚みを表 3 に示す。

躯
体
再
現
モ
デ
ル

1100

3. 実験室モデルの簡略化

0mm
0.067

1100

天井高
2.400m2.358m2.328m

表 4 定常 CFD 解析(計算回数 2000 回)の熱収支誤差
断熱材厚さ
熱収支[%]

100

1 時間

動で 10⁻⁷、温度変動で 10⁻⁵以下となった。

1100

有限体積法
構造格子
10-6
2000 回

1100

離散化
メッシュ
収束判定
計算回数
計算期間
(非定常)

表 2 天井高と格子分割
断熱材厚さ
0mm
30mm
60mm

図 2 格子分割図(左 XY 平面、右 XZ 立断面)

4. 定常 CFD 解析結果

100

1分

刻み時間(非定常)

ヒーター

定常 CFD 解析の結果より熱収支誤差を表 4 に示す。

表 1 CFD 解析条件
乱流モデル
標準 k-ε モデル
アルゴリズムSIMPLEC 法
移流項差分スキーム
一次風上
放射解析
放射強度輸送方程式

X

ヒーター

図 3 室中心温度分布(□マークは実験時温度測定位置)

両 CFD 解析ともにコールドドラフト現象による床面付近の温度は、実験値ほど低下していない。簡略化モデ
ルの解析は面の法線方向(1 次元)の熱移動の計算に限定されるため、(第 1 報で障害物ありとした)躯体再現モデ
ルに対応するはずである。
両 CFD 解析結果を比較すると、床上高さ 1200mm と2300mm では、断熱材厚さに関わらず簡略化モデルの方が約 0.4℃~0.7℃程度低い。簡略化モデルは躯体を 2 次
元で再現しており、面内方向への熱移動がなく、熱が屋
外側へ流出し易くなるためだと考えられる。その結果、断熱材厚さ 30mm・60mm の場合では、簡略化モデルの
室中央や天井面付近の温度は躯体再現モデルよりも実験値に近づいた。

図 4 鉛直温度分布5. 非定常 CFD 解析結果
室中央床上高さ 1200mm 位置における空気温度の経時変化(ヒーター発熱開始から 1 時間後まで)について、
図 5 に示す。
第 1 報で示した通り、開始 10 分間の実験と CFD 解析
で温度上昇の傾向は異なるが、ここでは簡略化モデルが
躯体再現モデルの結果にどの程度近づくかに着目する。
両 CFD 解析の結果を比較すると、断熱材厚さに関わらず温度変化の傾向は似ている。ただし、簡略化モデルの方が断熱材厚さ 0mm では開始直後のみ少し高く、以降は約 0.7~0.9℃低めとなる。断熱材厚さ 30mm・60mm
では開始 40 分ぐらいまでは約 0.5℃前後高めとなり、以降は若干低めとなる。簡略化モデルでは 2 次関数近似を用いており、部材厚み方向の熱的中心は部材での厚み中
心と同じになる。そのため初動においては、熱が内部に浸透し易くなり少し温度上昇が速くなると考えられる。
また、最終的に簡略化モデルの方の温度が低くなるのは定常 CFD 解析時と同じく簡略化モデルでは躯体面内方向への熱移動が無く、屋外側に流出し易いことが原因と考えられる。
6. 解析時間比較
躯体再現モデルと簡略化モデルの解析時間を比較すると、表 5 より定常では 95％以上、非定常では 99%以上
も本報の簡略化モデルにおいて時間削減が見受けられた。
7. まとめ簡略化モデルによる定常・非定常 CFD 解析を提案した。熱収支誤差は小さく、解析時間の大きな削減が見られた。今後は、非定常 CFD 解析時における内部ループの収束条件や刻み時間を細かくし、解析精度を向上させ

図 5 空気温度(室中央)の経時変化
表 5 躯体再現モデルと簡略化モデルの解析時間比較
第1報(躯体再現モデル)

謝辞 本研究の解析にあたり、旭化成ホームズ㈱の中谷 剛氏、
伊藤 康之氏らに、多大なるご助言・ご協力を頂きました。
ここに感謝の意を表します。
参考文献
1)河野良坪,中川純：非定常 CFD 解析における熱容量を考慮した厚み無し部
材の改良提案,日本建築学会学術講演梗概 集,NO.40526,2017 年 8 月
2)杉浦麟太郎、河野良坪等:断熱性能の不均一性が室内温熱環境に及ぼす影響-その 2 室形状および窓の断熱性能に着目した居室の CFD 解析, 日本建築学会大会, No.41244, P.521～522, 広島, 2017 年 8 月

第2報(簡略化モデル)

時間比較

断熱材厚さ0mm

る検討を行う予定である。
定常CFD解析

1時間50分39秒

4分56秒

95.5%減非定常CFD解析

3時間32分46秒

19秒

99.9%減断熱材厚さ30mm
定常CFD解析

1時間57分50秒

5分46秒

95.1%減非定常CFD解析

2時間41分53秒

21秒

99.8%減断熱材厚さ60mm
定常CFD解析

2時間15秒

5分47秒

95.2%減非定常CFD解析

2時間26分50秒

21秒

99.8%減(河野研究室)関西地域の住宅におけるエアコン冷房使用と窓開閉に関するフィールド調査
218-101
１．序論

樋口匠

ないよう依頼した。

人々は日々の生活を送る上で快適性を得るための様々

アンケート申告では、居住者な環境調整行動を行っている。人々が実施する環境調整の快適性と環境調整行動に関す

行動は社会背景が大きく影響している。例えば、コロナ

る項目がある。エアコンの設定化による窓開放の増加、エアコンの普及率の増加などが温度は少数第 1 位とする。窓挙げられる。どのような行動をすればいいのかという知

開閉は「0：閉める」、「1：開見が十分に得られていない。これについて、社会背景がける」の二者択一方式で申告し反映された環境調整行動モデルを作成することが重要でてもらった。エアコン冷房使用ある。

は「0：off」、「1：on」、「2：エ

図1

測定風景

環境調整行動モデルの先行研究は数多く存在する。日

アコンが設置されていない」、「3：送風」、「4：除湿」

1)が関東地域の大学内のオフの 5 段階表記とした。ただし、本研究では窓開閉、エ本の事例では、Takasu らィスビルにおける窓開閉、エアコン冷暖房使用、着衣量

アコン冷房の確率モデルの作成のために、「0、2 を off」、

2)は関西地域の核家「1、３、4 を on」とする。申告時刻の記入項目もある。

のモデル化を行った。また、羽原ら族を対象に居間、寝室において外気温、室内温度、湿度

３．結果と考察を用いて入退室、滞在中のエアコン使用・不使用、窓開3.1

調査対象の居住者行動の実態の把握

閉をロジスティック回帰分析により調査し、各活動(入各月の平均外気温は 7 月が 28.0℃に対して、12 月は室、退室、滞在)において同じ温度湿度でも生起確率が9.1℃であり、その差は 18.9℃の差があった。6 月と 9

異なることを明らかにした。海外においても、Kim ら

月を比較すると 23.8℃と 23.9℃であり、6 月と 9 月の3)はオーストラリアのエアコン冷暖房使用、窓開放をモ

外気温の差は見られないことが分かった。図 2 は各月

デル化し窓やドアを開ける割合が最も高いことを示しての行動割合の推移を示す。エアコン冷房割合について、いる。一方、先行研究においては、近年のコロナにおけ

7 月と 8 月を比較すると、56％と 73％であった。6 月

る関西地域のモデル化を行った論文は行われていない。

と 9 月を比較すると、20％と 45％であった。このこと

以上のことから本研究では、関西地域の住宅におけるから外気温がほとんど同じである月でもエアコン冷房使

長期フィールド調査を実施し、窓開放とエアコン冷房の用割合に差があることが分かった。窓開放割合をみると、

環境調整行動モデルを作成する。また、住戸タイプ、地最も窓開放割合が高い月は 6 月の 46％を示した。外気域による行動の傾向の差異を明らかにする。さらに、本温が高く、エアコン冷房使用も高い 7 月、8 月では研究から得られた環境調整行動モデルを用いて窓開閉と27％、17％を示した。7 月と 8 月、6 月と 9 月で比較し冷房使用の再現を外気温を用いて試みる。

てもエアコン冷房使用割合が高い方が窓開放割合は低い

２．研究方法ことが分かった。この結果から、エアコン冷房使用と窓

本研究はリビングにおける測定機器とアンケート用紙

開放の期間には対応関係があることが考えられた。また、を併用したフィールド調査を行った。調査期間は 2021

外気温の差がほぼない月同士でも環境調整行動には相違

年 6 月 5 日～2021 年 12 月 9 日である。調査対象住宅がみられた。

は 6 世帯(大阪府 4 軒、兵庫県 1 軒、京都府 1 軒)である。
調査期間において、各リビングに測定機器を設置し、温湿度などの温熱物理環境値を 10 分間隔で測定した。
測定風景を図 1 に示す。センサーの設置高さは床から100±10 ㎝となるように依頼した。外気温は最も近い気象台の 10 分毎のデータを用いた。
申告対象人数は 6 世帯の 12 人であった。得られた申告数は 1199 回答であった。アンケートはリビングでのみ回答を、居住者の都合のあう日の都合の合うタイミン
グに可能な回数(1 日 4 回まで回答可能)してもらった。
ただし、激しい運動、帰宅、食後、入浴直後の申告はし

図2

各月のエアコン冷房と窓開放割合

3.2

環境調整行動モデルの開発と先行研究との比較

エアコン冷房使用割合は外気温が上昇するにつれて割合が常に増加していくためロジスティック回帰分析の関数を使用する。窓開放割合は外気温が上昇するにつれて、割合が増加し、約 25℃を境に割合が減少していくため

Environment, Vol.118, pp.273-288, 20172) 羽原宏実：ロジスティック回帰分析による居間におけるエアコン・窓操作の生起要因に関する分析，日本建築学会環境系論文集，
第 80 巻，第 715 号， pp.827-837 ， 2015 年 9 月
3)Jungsoo Kim, Richard deDear, Thomas Parkinson, Christhina
Candido: Understanding patterns of adaptive comfort behaviour in
the Sydney mixed-mode residential context, Energy and buildings,
Vol.142, pp.274-283,2017

ガウス関数を用いたモデル化を行う。得られた行動モデルを図 3 に示す。完成した関西地域のモデルと既存研究を比較したものが図 4 である。エアコン冷房使用割
合は日本より、オーストラリアと比較するとルームエア
コンの普及率の差や文化の違いが大きく影響していると考えられる。また、関東地域の大学オフィスでは全館空調によりエアコン冷房使用割合が高く、一方 HEMS 住宅のようにエネルギーを節約するシステムを導入する建物では使用割合が低いことから、地域差のみならず住戸タイプや使用用途の影響が大きいと考えられる。次に窓開放割合の比較をしてみると、既存研究ではエアコン冷房を使用しない外気帯で窓開放を多く行う傾向がみられたが、本研究のモデルではエアコン冷房を使用する外気
温帯にも窓開放をする傾向が見られた。コロナ化による

図3

窓開放の意識向上が関係していると考えられる。

エアコン冷房使用と窓開放のモデル

3.3 環境調整行動の再現
関西地域の行動モデルと外気温を用いてシミュレーシ
ョンの作成を行った。図 5 に 2021 年 8 月 21 日の外気温から再現された行動と各月の再現結果を示す。図 5の修正後とは睡眠時間での行動を制御するため、0 時～
7 時は行動が変化しないものを考慮したものである。月別に実測調査で得られた行動割合とシミュレーションで得られた行動割合を比較すると、月別では、再現度が高かったものの 1 日ごとにみると 12 月にエアコン冷房使用しているなどまだまだ課題が多くみられた。
4.

まとめ

本研究はリビングにおける測定機器とアンケート用紙
によるフィールド調査を行い、以下の結果が得られた。
1)各月ごとのエアコン冷房と窓開放割合を調査するとエアコン冷房使用と窓開放の期間には対応関係があることが分かった。
2)エアコン冷房と窓開放のモデルを算出できた。エアコ

図4

関西地域のモデルと先行研究との比較

図5

シミュレーションの作成(a)と比較(b)(a)

ン冷房は文化の違い、地域差、住戸タイプが大きく影響していることが分かった。一方、窓開放は既存研究ではエアコン冷房を使用しないときに窓開放を多く行う傾向がみられたが、関西地域のモデルをみてみるとエアコン冷房を使用するときにも窓開放をする傾向が分かった。

(b)3)フィールド調査で得られた行動割合とシミュレーショ
ンで得られた行動割合を比較したが各月ごとの再現はできたが、各日に着目すると、12 月に冷房を使用しているなどの改善点があることが分かった。
参考文献
1)Marina Takasu,Ryozo Ooka, Hom B. Rijal, Madhavi Indraganti,
Manoj Kumar Singh: Study on adaptive thermal comfort inJapanese offices under various operation modes, Building and（今川研究室）大阪市内の長屋住宅における温熱環境と熱的快適性に関するフィールド調査
218-104
１． はじめに渕脇海星～同年 12 月 9 日である。調査対象場所は、大阪市内にあ

我が国においては、新築住宅が増加する一方、住宅業界

る築 80 年以上の木造 2 階建ての長屋である。対象の部屋

では空き家率の増加が懸念されている。大阪府総務部の資は現在和室であった１階を土間空間に改築して生活空間

料 1)によると、2018 年の大阪府内の空き家数は約 70 万戸として過ごしているため 1 階の土間空間での温熱環境の測となり、総住宅数の 15.2%を占める。また住宅の築年数の定とアンケート調査を実施した。測定器は着座の高さに合傾向 1)から老朽化が進んでいることがわかる。少子高齢化

わせて 100±10 ㎝にし、測定間隔を 10 分とした。アンケと空き家率増加が進んでいる現代社会においては、既存住ートは調査対象空間でのみの回答とし、都合のあう日のタ宅を取り壊して新築住宅を増加させるより、住宅ストック

イミングで回答(１日４回まで)してもらった。ただし、激を再利用した方が持続可能な社会の形成に貢献できる。こしい運動や食事、入浴直後は回答しないように依頼した。

れは、SDGs における「11.住み続けられるまちづくりを」アンケート項目には居住者の快適性と環境調整行動に関に該当し 2)、今ある資源を循環させるストック型社会の実する項目をそれぞれ数字の尺度を使って選択してもらい、現において重要である。

服装については、その値にあった尺度から着衣量を選択し様々な住宅ストックの中でも、「長屋」は歴史的にも価値てもらった。寒暑感は 7 段階尺度を用いた。

があり、その再活用のポテンシャルがある。大阪では歴史的建造物として点在しており、この長屋を残すために新たな活用方法を普及する活動 3)も行われている。
国土交通省の調査 1)によると、長屋の半数は昭和 55 年
以前に建てられており、昭和 25 年以前に建てられた建物の割合は一戸建てや共同住宅に比べても高く長屋建物の全体の 9%を占めている。また長屋における居住世帯のいない期間に 20 年以上住んでおらず物置利用や取り壊しのために利用していないことが多いのが現状である。長屋の図１ 調査対象の長屋と測定風景

多くは設備の老朽化や耐震性が課題となっており、これらを解決することで、長屋を住宅ストックとして再利用できる可能性がある。
古民家に関する学術的研究もこれまでに行われてきた。
小池ら 4)は入居方法や入居にあたってのシステムの仕組み、建物の改修における実態などについて調査している。加えて、木造長屋建築の実践的研究 5)では、改修や暮らし方に関するアンケートを実施し木造長屋建築の保全や持続可

図 2 対象建物の１階(左)と 2 階(右)の平面図

能性についても検討した。しかし、長屋の温熱環境の実態

3. 結果と考察

やそこに暮らす人々の快適性に関する研究が少ない。長屋

3.1 室内気温の各月の分布と外気温度との関係がどのような温熱環境であるのか、その居住実態を明らか

図 3 をみると、室内温度の温度幅が大きい 11 月は約 10℃にすることで得られる知見は、長屋を住宅ストックとしての幅があった。また 10 月では、20~25℃域のデータが少な再利用する上で重要な基礎資料となる。

いことがわかった。図４の室内温度と外気温度の関係をみ以上のことから本研究では、大阪市内で実際に住居としると、外気温度が 20℃以上の時、室内温度より外気温の方て利用されている長屋１棟において、温熱物理環境測定と、が高い傾向になっており、20℃以下ではその逆の傾向がみ

快適性アンケートを併用した長期フィールド調査を実施

られ、回帰線から大きく外れる値もみられた。20℃以上のし、長屋の温熱環境とそこに暮らす人々の快適性の実態を温度域では自然風による換気と扇風機の使用によって室解明することを目的とする。

内環境を調節していたが、20℃以下では石油ストーブの使

２． 研究方法

用により回帰線から外れる値が大きくなったと考えられ

本研究では統計解析に用いるデータを収集するために、フィールド調査を実施した。調査期間は 2021 年 6 月 5 日る。

図 3 各月の室内温度の分布

図 6 各月の快適温度の推移

図 4 外気温度と室内温度の関係

図 7 着衣量と室内温度との関係

図 5 寒暑感と室内温度の関係

図 8 室内温度が 18.4℃を超える割合と Ua 値の関係

空気密度[kg K/ｍ³],Tei=室内温度[℃],Teo=外気温度[℃],A=

3.2 室内気温と寒暑感の関係
アンケート調査から回答した寒暑感と室内気温の関係

室内表面積[㎡],U=熱貫流率[W/㎡・K]である。次に、11月を図 5 に示した。寒暑感が 4（暑くも寒くもない）と回答の快適温度18.4℃を超える室内温度の割合を外皮平均熱

した時の温度幅が約 15℃～28℃まで広く分布しているこ

貫流率Ua値を調節して検討した。図8の点線は快適温度よとが分かった。この寒暑感から Griffiths 法を使って各月のり高い割合が70％を示す。改善する前のUa値が3.84であり、快適温度を導き、信頼区間 95％のエラーバーで示した(図6)。Griffiths 法は以下の式で表される。
Tc=Ti+(4-TSV)/a(1)

Tc=Griffiths による快適温度 Ti =室温 TSV=寒暑感申告
a=回帰係数(*a=0.5)を仮定である。これは寒暑感の７段階

1.76まで改善することで快適温度18.4℃を超える時間が70%を超えることが考えられた。
4.まとめ
本研究では以下の知見が得られた。

尺度に対して 2℃の差を意味する。快適温度は 18℃～27℃(1) 11 月の室内温度の変動幅が約 10℃もあり、石油スト

までの温度域になっている。また 8 月をピークに快適温度ーブの使用が影響していることが考えられる。

が減少している。また 9，10，11 月で有意な差がみられた(2) 快適温度にはいくつかの月の間で有意な差が見られなが 6，7，8 月ではその差が見られなかった。

かったが 9 月から 11 月では有意な差が見られ、居住

3.3着衣量と室内気温の関係

者は室内温熱環境の変化に応じて着衣を変化させてい図 7 は着衣量と室内温度の関係を示す。室内温度が 25℃た。

を超えると半袖、半ズボンの服装をしている割合が多く、(3) 2021/11/1~12/8 期間の快適温度から Ua 値を 1.76 ま

20℃付近から下回る温度域になると着衣量の幅が広がるで改善することで、快適温度を超える時間を全体の傾向が見られた。このことから 20℃より低い温度域からは服の着衣で個人に応じた調整をしながら暮らしていることがわかった。特に 10 月、11 月付近では着衣量の数値の70％まで増やせることが考えられた。
参考文献
1) 平成 30 年住宅・土地統計調査住宅及び世帯に関する基本集計結果の概要(大阪府)2) 外務省：SDGs とは？, https://www.mofa.go.jp/mofaj/gaiko/oda/sdgs/about/index.html

幅が大きくなっていることが判明している。

3)オープンナガヤ, https://opennagaya-osaka.tumblr.com/

3.4 室内温度の再現と断熱性能の検討

4)小池ら：大阪近代長屋における改修を伴う新規入居の仕組みと改修の傾向 オープン長屋大2021/11/1～2021/12/8までの期間の0：00～5：50までの
10分毎の室内温度を以下の式(2)を使って再現した6)。

阪のネットワークを通じた事例から, 日本建築学会計画系論文集, 85(768), pp.223-232, 2020
5 )小伊藤ら：新居入居者による大阪近代長屋の住み方 オープンナガヤ大阪のネットワーク
を通じた事例から, 日本建築学会計画系論文集, 83(750), pp.1381-1390, 20186）Thapa et al.: Study on the wintry thermal improvement of makeshift shelters built
after Nepal earthquake 2015, Building and Environment, 199, pp.62-71, 2019

H=室内発熱[W],V=室容積[ｍ³],C=空気比熱[J/kg K],ρ=(今川研究室)柱 RC・梁 S とする T 形柱梁接合部の支圧破壊に対する新しい補強法の提案
218-105
1.

はじめに

船本

彩楓

よる付着作用に依存することから，RC 柱頭部に生じる鉄筋コンクリート(以下，RC という)柱と鉄骨(以下，曲げ・せん断ひび割れによる LSB ねじ部の付着劣化を抑S という)梁で構成される最上階柱梁接合部(T 形あるい制するために，長さ srle を十分に確保することによって，は L 形接合部)は，S 梁が RC 柱を貫通する梁貫通形式のねじ部を RC 柱の柱頭から柱せい程度まで離れた位置に場合，S フランジ上面の柱コンクリートのパンチングシ

配置できる特徴を有する。

アによる支圧破壊が卓越することから，S 梁上面のコン図 2 に代表的な試験体の詳細を示す。各試験体とも，クリートを U 字形のキャップ筋によって拘束する補強がRC 柱断面は 300×300 mm である。主筋は，RC 柱端面に一般的に行われている。

定着ナットを有するねじ節鉄筋とし，8-D16(SD345)が配本研究は，T 形接合部の支圧破壊に対する補強法の選置されている。また，帯筋は 2-D6@60(SD295)である。

択肢のひとつとして，木質構造の柱梁接合部や柱脚部に

表 1 に実験変数を示す。実験変数は，長さ srle = 0.5CD(=用いられるラグスクリューボルト(以下，LSB という)を

150 mm)，1.0CD(= 300 mm)および長さ sble = 100 mm，200

用いた新しい補強法を提案し，要素実験によりその効果

mm であり，これらを組み合わせた 4 体と，srle = 300 mm，を検証する。

sb le = 200 mm の試験体に副帯筋が配置された試験体を加2.

えた計 5 体が計画された。表 2 に使用材料の力学的特性

実験計画
図 1 に補強要素とする LSB 詳細を示す。LSB は，S 梁を示す。

フランジ下面からねじ部元端までの長さ srle (不完全ねじ

試験体は，図 2 に示すように，加力梁と RC 柱試験体部 30 mm を含む)，有効なスクリューねじ部の長さ sble お

を LSB で結合し，ロ型載荷装置に水平に設置する。実験

よ び M16 部 (65 mm) で 構 成 さ れ る 。 LSB の 材 質 はは，加力梁両端を単純支持し，RC 柱端部に正負漸増載荷

SCM435R とし，ねじ部は鋼棒を切削加工することによっを行うものである。

て製作されている。

3.

本補強法による応力伝達は，LSB の大きなねじ高さに実験結果とその考察
図 3 に LSB15-10 試験体の履歴曲線を代表して示す。

縦軸は RC 柱端部に負荷された荷重 cQ，横軸は層間変形
角 R である。各試験体とも，最大荷重発揮後に大きな耐力低下を示すが，LSB の引抜きに伴う棚を形成し，変形
不完全ねじ部= 30 mm M16 部= 65mmsr l e
2.8 mm
ねじ：高さ：有効なスクリューねじ部の長さl
sb e
ピッチ 6.35 mm
srl e ： S 梁フランジ下面からねじ部元端
までの長さ
sbl e

ラグスクリューボルト詳細A

sr l e：ねじ部

0.5C D(150 mm)

1.0C D(300 mm)

100 mm

LSB15-10

LSB30-10200 mm

LSB15-20

100

加力梁

実験変数

：丸鋼部

sbl e srl e

図1

表1

sb l e16

25

2-D6@60(SD295)

300
220

表2
40
40

40

40

LSB

a

a

60 180

60

正載荷
負載荷

図2

試験体詳細

140
300

D16
(SD345)80 455045 80

816

LSB
(SCM435R)

LSB30-20(LSB30-20s )( )：副帯筋あり

A-A 断面

40

2-D6(ダブル )(SD295)

40

A

sbl e

srl e

250

9

材料
LSB
主筋
帯筋

材料

使用材料の力学的特性
N/mm2

M16
(SCM435R)
D16(SD345)
D6(SD295)N/mm2
2

コンクリート(F C = 24 N/mm )

降伏強度

引張強さ

sy

su

ヤング係数
Es

660

982

2.06×10

5

400

598

1.99×10

5

430

588

1.96×10

5

圧縮強度

sB

割裂強度
Ft

ヤング係数
Ec

28.3

2.45

1.98×10

4

50

CQ(kN)

srl e = 150mm
sbl e = 100mm

cQmax = 27.8kN

√2

20
10

0
-0.05 -0.04 -0.03 -0.02 -0.01 0-10A

expTmax

0.3CD(a) 代表的なひび (b) LSB ねじ部の付着(c) RC 柱接合端の断面45°0.01 0.02 0.03 0.04 0.05

𝐴 =LSB30-20

𝜙
√2

⋅

𝑙
2
CD

-30
-40

割れ状況

-50

50

応力分布の仮定

図5

履歴曲線(LSB15-10 試験体)

CQ (kN)

30

sbl e

srl e

20
10
R (rad.)
0
0

0.01

図4

0.02

0.03

0.04

LSB srle – sbleの釣合い

LSB の負担引張力の算定
表3

LSB15-10
LSB30-10
LSB15-20
LSB30-20
LSB30-20s

40

 ・ sB

CS
R(rad.)

-20

図3

C

A

sbl e

sbl e srl e

30

expMmaxb

A-A 断面𝜙40

実験値と計算値の比較
cal T uexp T max

exp T max /cal T u

kN

kN

LSB15-10

122.6

131.1

1.07

LSB30-10

122.6

133.8

1.09

LSB15-20

173.4

188.1

1.08

LSB30-20

173.4

206.7

1.19

LSB30-20s

197.8

214.4

1.08

0.05

係数で kw = 70.6p w+0.628，C s は LSB の側方かぶり厚さで履歴曲線の包絡線(正荷重時)ある。また，Ah は機械式定着部の支圧面積に対応する付の増大に伴って段階的に荷重が低下する様相を呈する。

着面積で，図 5(b)に示すように，LSB 断面の重心から 45°

図 4 に正載荷時における履歴曲線の包絡線を示す。縦方向の投影水平面積，および LSB ねじ部の付着応力分布軸および横軸は，履歴曲線と同じである。図 4 より得らを三角形と仮定して求めた。表 3 に実験値と計算値の比れる LSB の付着特性は，以下の通りである。

較を示す。LSB の実験引張耐力値 expTmax は，図 5(c)に示

1)

長さ sble = 200 mm の試験体の最大荷重は， sble = 100

すように，最大荷重時に RC 柱接合端に生じる曲げモーmm の試験体に対して，srle = 0.5CD(= 150 mm)の場合はメント expMmax と，文献 3)に基づいて仮定した加力梁フラ1.4 倍程度， srle = 1.0 CD(= 300 mm)の場合は 1.5 倍程度

ンジ下面の支圧応力 ･sB(：局部支圧係数，sB：コンク

であり， LSB の付着耐力は sble に単純比例しない。

リート圧縮強度)および支圧応力が作用する領域2)

長さ sble が等しい場合， srle の大きい試験体の方が剛値 expTmax /計算値 calTu は 1.07～1.19 であり，(1)式による性は低いが，最大荷重に及ぼす影響は小さい。
3)0.3CD( CD：RC 柱せい)とする圧縮応力より求めた。実験

副帯筋を配置して帯筋比を大きくしても，それらの最大荷重の向上に対する働きは小さい。一方，剛性は，計算値は，概ね実験値を評価している。
4.

まとめ
柱 RC・梁 S とする T 形柱梁接合部の支圧破壊に対す帯筋比を大きくすることにより高くなる。
図 5(a)は，LSB の長さ srle = 300 mm， sble = 200 mm とる LSB を用いた新しい補強法を提案し，要素実験によりする LSB30-20 試験体を代表して，最大荷重発揮時におその補強効果に関する基礎データを得た。

ける RC 柱引張面側のひび割れ状況を示したものである。

謝辞
本研究で使用した LSB は(株)ダイロック 米本和央 氏より提供いただいた。ここに，感謝の意を表します。
参考文献
1) J.Hofmann ， R.Eligehausen ： Development Length of Headed
Reinforcing Bars，Bond in Concrete-from research to standards 2002
Budapest，pp.477-484，2002.11
2) 中澤春生：鉄筋コンクリート梁主筋の機械式定着における定着機構と側方割裂破壊耐力評価，清水建設研究報告 80，pp33-44，
2004.103) 日本建築学会：鉄筋コンクリート柱・鉄骨梁混合構造設計指針，2021.2

各試験体とも，LSB の引抜きに伴う付着破壊性状は，RC
柱引張面側のコンクリートが，機械式定着鉄筋の側方割
裂破壊とほぼ同じ要因によって破壊に至っていることが考えられる。ここでは，機械式定着鉄筋の引抜きに伴う側方割裂破壊耐力式 1), 2)を参考にして，LSB の引抜き耐力式を(1)式によって求める。
𝑇 = 10 ⋅ 𝑘 ⋅ 𝐶 ⋅ 𝐴 ⋅ 𝜎(1)

ここに，kw は LSB ねじ部周辺の帯筋比 pw による影響(馬場研究室)狭小住宅の屋根形状と積算日射量との関係
218‐111
１． 背景・目的

松本

希路

斜線制限により決まる傾斜面には設置しない。本報では、密集市街地における狭小な敷地に建つ住宅（以下、狭小住宅）では、北側斜線制限や道路斜線制限の影響を受ける

勾配の起点となる高さ(以降、「勾配起点高さ」)と、「勾配角度」を設計変数とする。

中で可能な限りの室容積確保を目指すことが多く、制約面
から建物全体や屋根の形状が決まることも多い。近年では、
2030 年に新築住宅の平均で ZEH の実現を目標とする中で、これからの狭小住宅では住空間の最大化だけではなく、太陽光発電に必要な日射量確保との両立が必須となると考えられる。現状の斜線制限から決まる屋根形状が太陽光発電に適しているとは限らないが、こうした観点からの研究
図 3 A-A´断面図

はまだ行われていない。設計に有効となる知見の整理が望図 2 街区モデル立体図まれる。
本研究では、建築面積が 50m２以下となる 3 階建ての狭小住宅を対象に数値解析を行い、斜線制限から決まる建物形
状と太陽光パネル設置面における日射量との関係につい（北側角度 N＝0°)12m モデル9m モデル
北側斜線

南側勾配屋根北側斜線

南側勾配屋根て整理する。
本研究は、レビ設計室 中川 純（東京都市大学 准教授）との共同研究である。
２． 解析概要
2.1

周辺街区・検討対象建物モデル

本研究で対象とする街区は住居系地域と想定する。街区モデルを図 1、図 2 に示す(周辺建物高さは全て 9m とする)。狭小敷地を想定し、10m×4.8m の敷地が 5×4 に配置

N＝0°

N＝180°

N＝180°

される。本解析で屋根形状を検討する建物は高さ 9m、12m

各屋根面には道路斜線、北側斜線、南側勾配屋根のいずれで決定された面であるかを記載する。

とする。道路に面しており、尚且つ周辺街区に囲まれて

図 4 検討対象建物モデル

いる。

※

N＝90°

2.3
270°

解析条件

検討対象建物モデルは南側勾配屋根により形状を変化させるため、Rhinoceros for Grasshopper で可変モデルを作成。積算日射量解析には、Ladybug(EnergyPlus)を使用。

180°

0°

A

A´

気象データは、
大阪の epw データ（緯度 34.78、経度 135.45、
標高 15）
を使用。1 月 1 日から 12 月 31 日を解析期間とし、6 日毎に午前 4 時から午後 20 時の時間帯の解析を行い、結果を比較する。本来は太陽光パネルのモジュールサイズを考えるべきであるが、本報では単純に南側勾配屋根に搭載

90°
図 1 街区モデル平面図
2.2

屋根形状（図 3、図 4 参照）

されるとした。
尚、前面道路斜線で決まる屋根面積にも太陽光パネルを設置できる余地はあるが、急勾配となるため本報では南側(1)斜線制限による制約

屋根勾配で決まる面のみに限定する。

解析領域内の全建物形状は、北側斜線制限、道路斜線制

2.4

限による制約を受ける。

解析ケース

北方向については図 1 の 0°、90°、180°の 3 通りとす

(2)南側勾配屋根る。勾配起点高さは 6m、6.5m、7m、7.5m の 4 通りとする。

太陽光パネルの設置を想定し、勾配屋根とする。以降、検討対象建物の高さ 9m とし、N＝180°のみ 12m 高さでも「南側勾配屋根」と記す。建物上部(フラット)面や、道路検討した。

３． 解析結果

N＝180°(9m モデル)

積算日射量,南側勾配屋根の面積,容積を図 5〜8 に示す。
3.1

勾配起点高さ 6m とした場合に勾配角度が 25°で積算日射量が 30,000kWh、容積が 270 ㎥程

検討対象建物が周辺建物と同じ高さの場合度となり、N＝0°(9m モデル)より少しだけ小さい値となる。

(1)N＝0°(9m モデル)

N＝180°(12m モデル) 勾配起点高さ 6m とした場合に起点高さ 6m の場合を見ると、勾配角度が 0°から 20°勾配角度が 30°で積算日射量が 30,000kWh、容積が 280 ㎥の範囲で屋根面積は緩やかに減少するものの、積算日射量程度となり、N＝0°(9m モデル)に近い値となる。

道路斜線と交差する。
勾配角度が 20°以上になると高さ 9mの制約があるため屋根面積の減少が急となり、積算日射量kwh

はほぼ一定(約 34,000kWh)となる。20°で南側勾配屋根は

は次第に低下する。一方、容積は勾配角度が大きくなると次第に増加し、勾配角度 40°以上で最大約 290 ㎥となる。

°

°

°

°

勾配起点高さが高くなる場合でも、勾配角度が小さい範
積算日射量が減少に転じる角度が小さくなる。勾配角度㎡

囲では積算日射量は一定(約 35,000kWh)である。しかし、30°では、勾配起点高さが 7.5m の場合の容積は勾配角度20°以降はあまり変わらず、最大約 290 ㎥程度となる。本
ケースは積算日射量と容積のいずれかであれば大きく確(2)N＝90°(9m モデル)㎥

保し易いケースといえる。
勾配起点高さに関わらず、勾配角度が増加するに従い、
南側屋根面積および積算日射量は減少する。これらは勾配°°

起点高さが高くなるほど緩やかに減少する。容積は最大約

図 5 N＝0°(9m モデル)

図 6 N＝90°(9m モデル)

本ケースでは日射量は比較的確保できるが屋根の傾斜が 3面となるため、容積は大きく確保し難い傾向を有する。

kwh

260 ㎥に対して、勾配角度が小さくなると 1，
2 割減少する。

(3)N＝180°(9m モデル)
勾配起点高さに関わらず、勾配角度が増加するに伴い、

°

°

°

°

南側屋根面積および積算日射量は減少する。これらは勾配
280 ㎥に対して、勾配角度が小さくなると減少するものの、㎡

起点高さが高くなるほど著しく減少する。容積は最大約20 ㎥以内の減少にとどまる。
(4)N＝180°(12m モデル)南側屋根面積および積算日射量は減少する。ただし、勾配
起点高さ 6m の場合は、勾配角度 0°から 20°の範囲では㎥

勾配起点高さに関わらず、勾配角度が増加するに従い、

南側屋根面積が減少してもほぼ変化しない。この値の傾向
は 9m モデルと異なり、容積は最大約 300 ㎥となり得るが勾配角度が小さくなると大きく減少する。
４．考察

図 7 N＝180°(9m モデル)°°
図 8 N＝180°(12m モデル)

５.まとめ

各ケースの最適な勾配起点高さと勾配角度を推定する。

狭小住宅の屋根形状に着目し、太陽光パネル設置を考慮

N＝0°(9m モデル) 勾配起点高さ 7.5m とした場合に勾した際に適した南側屋根の傾斜面を選定すべく、積算日射

配角度が 11°で積算日射量が 33,000kWh、容積が 280 ㎥程

量解析を行い資料として整理した。本報では N ＝ 180 ° は度となり、いずれも最大値に近い値となる。

南側に前面道路が有るため日当たり良いが、道路斜線によ

N＝90°(9m モデル) 勾配起点高さ 6.5m とした場合にり南側屋根面積が制約される。N＝0°の場合に最もバラン

勾配角度が 18°で積算日射量が 29,000kWh、容積が 280 ㎥

スが取れ良好な解が見られた。近い将来省エネ住宅普及の程度となり、他のケースよりは低いが、N＝90°の中ではバため、木造住宅の高さ規制が緩和される可能性が高い。

ランスの取れた値となる。

今後はより高い建物について検討を行う予定である。
（河野研究室）木材を積層した東屋（COOL TREE）の力学メカニズムの解明に関する研究
218114
1.はじめに

2.2

丸岡

龍ノ介

実験結果

夏の暑さ対 策として、涼感を提供する東屋（COOL

この実験により実験の最大荷重(49.8kN)が文献 １）によTREE）の開発が日建設計により行われた。COOL TREE

り設定した目標構造性能(28.3kN)を十分に上回っているは、木陰のような影を作り出す屋根と柱、くつろぐためのことから、十分な水平抵抗力を有していることが確認でき

ベンチ、それらを支える土台によって構成される。木材をた。破壊の様子は、圧縮側では木材のめり込みや小口の亀積層させられた建築物は提案されているが、複数層の摩擦裂が、引張側では木材の離間がみられ、また水平方向には及びめり込みによる水平機構は複雑で、全体の構造性能をボルト孔にボルトのねじ山がめり込んでいる様子も確認

評価することは難しい。従って、COOL TREE の部位ごとできた。これらは試験体脚部に近づくにつれて顕著であっに実大実験を行っている。本研究はその１つの柱の静的加た。加力を続けるといずれの試験体も引張側のボルトが破力実験の結果を踏まえ COOL TREE の力学メカニズムの断し実験が終了した。これらのことにより COOL TREE は検討を行った。2 章では既往研究として柱の静的加力実験

抵抗力として圧縮側には木材の圧縮抵抗力が、引張側にはの概要と結果について、3 章では力学メカニズムの検討とボルトの引張抵抗力、また１段１段がずれていくような変

その結果を比較した結果を報告する。

形には木材間同士の摩擦力とともにボルトのせん断抵抗

２．柱の静的加力実験

力がそれぞれ作用していることが確認できた。

2.1

３.力学的メカニズムの検討

実験方法

試験体は COOL TREE の水平力に対する構造性能を把柱の静的加力実験により COOL TREE に働く反力を確握するため、柱のみの試験体とした。また正六角形の平面認できた。このことより、COOL TREE の変形にはせん断形状を有していることから、加力方向による水平抵抗機構

力によるずれ変形と引張力と圧縮力による曲げ変形が作の違いを検証するため、加力方向が異なる試験体２体を用用すると考え、。これらを別々に算出し足し合わせること意した（図１）。試験体立面図の①から④の番号は変位計をで全体の変形量を算出する。

示しており、この変位計から見かけのせん断変形角を求め3.1て、変位制御のもとで加力を行った。

ずれ変形

ずれ変形は既往研究である木材のせん断実験(3 の結果を試験体の下端と上端は通しボルトを治具に貫通させ緊もとに求めた。実験装置の図と、実験により得られた荷重

結し、上部の治具に連結した油圧ジャッキで水平力を加え変形関係のグラフを図２に示す。この実験は COOL TREE

た。屋根自重を再現するために、治具の上に鋼板を載せ、の積層部分を模擬したせん段実験であり、１段分の水平力

試験体に約 10.４kN の鉛直荷重を作用させた。

による荷重変形関係を得ることができた。この結果を実際の COOL TREE の段数に置き換え、COOL TREE 全体の変位量を求めた。また、ボルトのせん断力が作用する接合部箇所が７か所であるため水平荷重を７倍し荷重変位関係を得た。それにより得られた変位量を試験体高さの2475mm で除することにより変形角を求め、荷重変形角関係を求めた。

図2
図 1 上 実験装置 下 試験体平面図

左：木材の一面せん断試験概要
右：荷重―変位関係
み

3.2

3.3

曲げ変形

実験結果と計算結果の比較

曲げ変形については試験体 1、試験体２においてそれぞ

試験体１、試験体２の実験結果と計算結果からそれぞれ得

れ柱の静的加力実験の１段目をモデルにした自由体図(図られた荷重と真のせん断変形角との関係を示したのグラフを１)を作成し、脚部の変形量を求めることでメカニズムの検図４に示す。縦軸に水平荷重、横軸に変形角を示す。実線が実討を行う。はじめに、曲げ変形は 1 段目のみで起き、2 段

験値、二点鎖線が計算値で求めた値を表しており、点線が曲げ

目以降は剛体として変形すること、1 段目の変形には平面

変形、破線がずれ変形で求めた変形角を示している。計算値の保持がなりたつ、これらのことを仮定する。自由体図からグラフを見比べると、全体の変形にはずれ変形が大きく影響得られる力のつり合い式を式(1)～(6)に示す。Q は木材間していることが確認できた。また、曲げ変形は小変形時にはほの摩擦力、V は各通りの軸力を表し、P は油圧ジャッキに

とんど見られず、試験体 1、2 ともに 40kN を超えたあたりか

よる水平力、W は試験体の屋根の自重（10.4kN）、L は試

ら曲げ変形による影響が大きくなることが確認できた。また、

験体高さ（2475mm）、ｌは木材一段分の高さ（75mm）、ｈ

実験値と計算値を比較すると、0.03rad ほどの微小変形時まで

は各通りの距離（650mm）を表している。.係数の値は各通は試験体 1、2 ともに計算値と似た傾向を示した。それ以降でりでの接合部の数を乗じている。引張側にはボルトによるは、試験体 1 では計算値の方が実験値の結果を過大評価する

反力、圧縮側には木材による反力がそれぞれ作用する。各結果となったが、ともに近いグラフの傾向が得られた。また試

反力の評価はボルトと木材それぞれの剛性に各通りの変験体 2 では、計算値の方が全体的に過大評価していた。だが、を乗じることで各通りの軸力を求め力のつり合い式を立

実験終了時の最大荷重の変位量を比べると近い結果が得られてる。またボルトと木材の降伏荷重はボルトの引張要素試た。

験木材の圧縮要素試験にから得た 35kN と 49.8kN とした。水平荷重が大きくなるとボルトと木材の降伏が起きる
ので段階ごとに力のつり合い式を求め、メカニズムの検討を行った。これらの自由体図と力のつり合い式から、1 段
目の変位量を通りごとに算出し、試験体幅 1300mm で除することで変形角を求めた。これにより得られる荷重変形
角関係をずれ変形の結果と合わせることにより、全体の変

図 4 左:試験体 1 右:試験体 2
荷重―変形角関係形量を算出する。
5.まとめ・試験体１力のつり合い式
鉛直方向 2V₁＋3V₂＋2V₃-W=0（1）・COOL TREE の柱の実用性を測るために行われた柱の静的

水平方向 2Q₁＋3Q₂＋2Q₃＝P（2）加力実験の結果をもとに、力学メカニズムの解明をおこなっ

(3)

た。

２通りのモーメント

2V₁h-2V₃h=P(L-l)

・試験体２力の釣り合い式
鉛直方向 V₁＋2V₂＋V₃＋2V₄+V₅=W(4)

水平方向 Q₁+2Q₂+Q₃+2Q₄+Q₅=P(5)

３通りのモーメント V₁h+V₂h-V₄h-V₅h=P(L-l) (6)・COOL TREE は柱の静的加力実験より、実用には十分な体力を保有していることが確認できた。
・COOL TREE の変形には木材の摩擦により抵抗する水平方向のずれ変形が大きく起因していることが確認できた。
・試験体 1、2 ともに計算値の方が過大評価していた結果をしめしたが、全体の変形量、グラフの傾きなどともに良い傾向を
示した。

参考文献
1)

日本建築学会、期限付き建築物設計指針、20132)

社団法人日本建築学会/木質構造基礎理論

3)佐藤澪,瀧野敦夫,加登美喜子,佐々木隆允,田代靖彦,宇都宮直樹:木材を積層した東屋(COOL TREE)の実大実験その1～3,日本建築学会大会学術講演梗概集,pp19-24,2018.9

図 3 上：平面図 下：自由体図
左：試験体 1

右：試験体 2

（瀧野研究室）緑化モニュメントが周辺環境に与える効果に関する研究
第１報

梅田スカイビル周辺における夏期の環境性能評価
218-126 山岡 咲輝

1. 背景・目的 (図 1 に研究フローを示す。)(共同研究者

218-028 金子 昂平)

回して撮影した。得られた表面温度は CFD 解析での、建都市における緑化は、ヒートアイランド現象を緩和する物、地面、緑化モニュメント表面の境界条件(温度固定)と効果が期待できる。緑化に関する既往研究では、壁面緑化

して用いる。日射量の測定は梅田スカイビルの屋上で行っ1)

に関する研究 や樹木の配置や蒸散効果などに着目した研究

2)は多くみられるが、緑化とデザインを組み合わせた緑化モニュメントの環境性能に関する研究はほとんど見らた。日射量は CFD 解析での曇天率の算出に用いた。測定の概要を表 1 に記載する。
①

出典：google earth

希望の壁

れない。
本研究では、夏期において梅田スカイビル周辺を対象に実測調査を行い、緑化モニュメントが周辺の温熱環境に与G(緑化近傍③)

える効果およびその特性を明らかにする。その結果に基づ

E(公園①)

希望の壁

き、緑化モニュメントの形状を変化させることによる温熱環境の改善方法について CFD 解析を用いて提案する。

55℃

非定常 CFD 解析の実施にあたり、境界条件、検証用デD(緑化近傍②)C(緑化ボイド下)ータが必要となるため、実測値の把握が必要となる。第 1

B(緑化近傍①)

報では、梅田スカイビル周辺にある緑化モニュメント「希緑化近傍ではモニュメント
から 1m の距離に設置

望の壁」を対象として行った実測調査について報告する。
第2報

第1報

緑化モニュメント

実測調査

F(公園②)

H(駐車場)A(スカイビル正面)

サーモ画像 15℃

図 2 実測写真(左)と実測機器一式の配置場所(右)の形状計画

実測データの分析

CFD解析の実行

緑化モニュメント「希望の壁」

温湿度計
グローブ球
風速計

CFD解析用データ

SET*などのの取得算出による評価

・日射/曇天率・温湿度/検証用
・風速/検証用・サーモ画像/
放射計算用

1.1m

ボイド
改善方法の提案

図 3 実測の様子(左)と実測機器一式(右)表 1 測定の概要

解析対象領域の再現

図 1 研究フロー
2. 実測調査

2.5m

2.1. 実測概要

大阪市北区に位置する希望の壁を対象敷地とし、2021 年
7 月 21 日・22 日・23 日の 10:00-16:00 の期間で実測調査

測定項目
測定器
測定間隔
気温
温湿度計
1分
1分
実測機器 グローブ温度 グローブ球・温温度計
一式 湿度
温湿度計
1分
風速
風速計
1秒
日射量
データロガー・日射計
1分
1時間
表面温度
サーモカメラ

測定高さ
1.1m
1.1m
1.1m

1.1m
屋上
-

2.2. 実測結果を行った。その様子と実際の実測写真を図 2(左)、図 3(左)公園および駐車場付近について着目する。7 月 22 日、23に示す。実測調査は移動測定とする。図 2(右)に実測機器

日の日射量の経時変化を図 4 に示す。各測定における空気一式の配置場所、図 3(右)に実測機器を示す。温湿度計・温度の経時変化を図 5～図 7 に示す。

風速計により得られた空気温度と風速は CFD 解析の検証用

2.2.1 測定点 D・E・G・H

データとして用いる。対象敷地とその周辺の表面温度の測7 月 22 日は終日晴れであった(図 4)。7 月 22 日 11:30-

定には、サーモカメラを用いて、1 時間に 1 回の間隔で巡

13:00 の D(緑化近傍②)と E(公園①)について比較すると、

12 時以前は同程度もしくは少し D(緑化近傍②)の方が高い(図 5 左)。一方で、12 時以降は E(公園①)の方が高い。また、同日 13:30-15:00 の G(緑化近傍③)と H(駐車場)について比較すると、G(緑化近傍③)の方が高い(図 5 右)。午前の
D 近傍の緑化モニュメントには東から、午後の G 近傍の緑
化モニュメントには西から直達日射が当たるため、緑化表
面の温度が上がり周辺の空気が温まった可能性が高い。駐車場地面も熱されるものの同日 H(駐車場)では風速が高く、

7 月 21 日●A(スカイビル正面) ◆B(緑化近傍①) ▲C(緑化ボイド下)
35℃
34
33
32
31
12:30

13:00

13:30

14:30 時刻

14:00

図 7 緑化モニュメント周辺の空気温度の経時変化

3. 再現モデルの作成

空気温度が低下したと考えられる。
7 月 23 日については日中から曇りとなる(図 4)。G(緑化CFD 解 析 に は ㈱ ア ド バ ン ス ド ナ レ ッ ジ 研 究 所 製 の近傍③)と H(駐車場)を比較すると終始駐車場中央の方がFlowDesigner2021 を使用した。第 2 報の非定常 CFD 解

高い(図 6)。22 日のように緑化モニュメントに直達日射が析で用いる梅田スカイビル及び周辺(写真 1)を再現したモ当たらないため、樹木の蒸散効果が働き、緑化近傍の空気デルを作成した(図 8)。Arc GIS pro および詳細地図データ

温度が低下したものと考えられる。

を使用し、梅田スカイビル周辺の建物を再現した(図 9)。ま

1000

W/m2

22日

750

23日

た、梅田スカイビルや希望の壁などは簡易形状モデルで再
現した。

500

60m

梅田スカイビル

250
0

38

℃

9:30

10:30 11:30 12:30 13:30 14:30 15:30 16:30

時刻

図 4 日射量の経時変化

175m

7 月 22 日◆D(緑化近傍②) ●E(公園①) 42℃◆G(緑化近傍③) ●H(駐車場)

40

36

スカイビル

120m

38

34

36

34
32
時刻
時刻
13:30 14:00 14:30 15:00
11:0011:3012:0012:3013:00

10m

希望の壁

現況写真 希望の壁

80m

図 8 再現モデル

図 5 晴天時における空気温度の経時変化
7 月 23 日℃◆G(緑化近傍③) ●H(駐車場)
40
38

1000m

36
34
32
11:30

1400m
12:00

12:30

13:00

13:30

14:00

14:30

時刻
15:00

図 6 曇天時における空気温度の経時変化
2.2.2 測定点 A・B・C

1400m

希望の壁

図 9 解析モデル
4.まとめ

緑化モニュメントの有無とボイドに着目する。7 月 21 日

梅田スカイビルで実測調査を行い、CFD 解析の条件・検は終日晴れであった(日射量データは欠測)。 7 月 21 日

証用データを取得した。実測結果から緑化モニュメントの12:45-14:15 の A(スカイビル正面)と B(緑化近傍①)と C(緑蒸散効果などが確認された。第 2 報では緑化モニュメント

化ボイド下)を比較すると A>B>C の順で空気温度が高いと風通しを両立させるべく、ボイド形状について検討する。

(図 7)。B(緑化近傍①)は A(スカイビル正面)に比べて、0.5℃【謝辞】本研究の遂行にあたり、積水ハウス㈱、積水ハウス梅田オ
ペレーション㈱、㈱ガーデンラボの方々には多大なるご協力を頂きました。ここに感謝の意を表します。

程度低いのは、樹木の蒸散効果が働いたためだと考えられる。
また、C(緑化ボイド下)は B(緑化近傍①)に比べて 1~2℃
低いのは、周囲を緑化モニュメントに囲まれており直達日射が当たらないためと考えられる。

【参考文献】
１）杉本英夫らほか 2 名：ダブルスキン型大規模壁面緑化における環境評価に関する研究 夏期の温熱環境と風況調査 日本建築学会大会学術梗概集 2013 年 8 月
２）須田美らほか 2 名：緑のカーテンの葉量密度と日射遮蔽率の関係 日本建築学会大会学術講演梗概集 2017 年 8 月（河野研究室）緑化モニュメントが周辺環境に与える効果に関する研究
第２報

非定常 CFD 解析による緑化モニュメントのボイド部形状と効果の関係
218-028 金子 昂平

1. はじめに(共同研究者

218-126 山岡 咲輝)

る空気に比べて温度が低いため密度が小さく、閉じた解析

第 1 報では、実測調査の分析と CFD 解析用に周辺環境領域の中では本来は生じない逆流が生じる。 (図１左、図の再現モデルの作成を行った。本報では、非定常 CFD 解2 左) 気温が低下する時間帯は、逆に地面付近で増速する。

析を行い、緑化モニュメントの形状と温熱環境の関係性及外気風の速度が大きければ、こうした問題も抑えられるが、び前者が後者に及ぼす効果について明らかにする。

暑熱環境下での解析では体感温度が高くなる場合を想定

2. 解析概要

して微風条件下とすることもある。

CFD 解 析 に は ㈱ ア ド バ ン ス ド ナ レ ッ ジ 研 究 所 製 の本研究では、流入境界の風速分布を模擬して流出境界面

FlowDesigner2021 を使用。非定常 CFD 解析を用いて温付近に速度固定条件として与えることで改善を試みた。図

熱環境を比較検討する。非定常解析の期間は 2021 年 7 月

1 に気温が上昇する時間帯の鉛直風速分布の比較、図 2 に23 日の 9 時から 16 時までとし、比較対象は実測日である

気温が上昇する時間帯の鉛直温度分布の比較、図 3 に本解7 月 23 日の 14 時から 15 時までとする。再現モデルの比析で工夫した方法の概要を示す。この方法を適用した結果、

較は、実測調査の測定点周辺で行い、形状計画の比較は、地表付近での逆流は生じなくなり、温度分布についてはピ

スカイビル日影の影響があまりない範囲で行う。

ストンフローのように水平方向に温度成層が形成された。

2.1 解析条件

(図 1 右、図 2 右) この方法を再現モデルで用いる。

表 1 に条件設定の内容、表 2 に各解析領域及び解析格子数、表 3 に解析条件を示す。
表 1 条件設定の内容
項目
流入風
天空温度
曇天率

表面温度

解析条件の設定
流入風温度はアメダスデータから 2021 年 7 月 23 日の気温を 10 分毎に経時変化させる。風向は 14 時から 15 時までに卓越する南西とした。
アメダスデータの気温・相対湿度から 2021 年 7 月 23 日から算出し、1 日の平均値(18.25℃)を設定した。
ブーガ・ベルラーゲの式で算出した値を全日射量と仮定して、測定した日射量を仮定した全日射量で割った値を日照率として、その日照率を (1－日照率)として求めた。
実測時にサーモカメラで撮影した 1 時間ごとの熱画像から
希望の壁、スカイビル、地面等の表面温度を抽出し、解析モ
デル表面に経時変化として入力した。

風下側を自由流出とした場合

図 風下側を自由流出とした場合
1 気温が上昇する時間帯の鉛直風速分布の比較
風下側を速度固定境界とした場合

表 2 各解析領域及び解析格子数
モデル名
2.2 節の解析
再現モデル
ボイドなし
ボイド 1m×1m
ボイド 3m×3m
ボイド 5m×5m
ボイド 7m×7m

解析領域
解析格子数
x:1400m , y:1400m , z:1010m 5,928,192(x:248 , y:288 , z:83)
x:1400m , y:1400m , z:1010m 8,443,656(x:248 , y:291 , z:117)
x:1400m , y:1400m , z:1010m 7,958,816(x:248 , y:284 , z:113)
x:1400m , y:1400m , z:1010m 8,070,912(x:248 , y:288 , z:113)
x:1400m , y:1400m , z:1010m 8,142,336(x:248 , y:288 , z:114)
x:1400m , y:1400m , z:1010m 8,142,336(x:248 , y:288 , z:114)
x:1400m , y:1400m , z:1010m 8,070,912(x:248 , y:288 , z:113)

乱流モデル
離散化
アルゴリズム
解析スキーム
日射解析
放射解析
解析期間

修正 L-K モデル
風速
有限体積法
湿度
SIMPLEC 法
風向
1st order
流入風温度
輸送方程式
天空温度
輸送方程式
曇天率
2021 年 7 月 23 日 9 時から 16 時

風下側を速度固定境界とした場合

風下側を自由流出とした場合

風下側を速度固定境界とした場合

風下側を自由流出とした場合

風下側を速度固定境界とした場合

図 2 気温が上昇する時間帯の鉛直温度分布の比較
断面位置

断面位置

流入側

流出側

流出側

流入側

表 3 解析条件
3.2 [m/s]
50 [％]
南西
経時変化
18.25 [℃]
50 [％]
刻み時間3分

2.2 非定常 CFD 解析の工夫
日射を伴う CFD 解析は、非定常解析で行う。外気風として流入する空気の温度は時刻ごとに変化させると適切な評価が困難になる場合がある。例えば、気温が上昇する時間帯の場合、先に領域内に流入した空気は、後から流入す

流入

流出

風下側を自由流出とした場合

流入

速
度
固
定
境
界

流出

風下側を速度固定境界とした場合

図 3 本研究で工夫した方法の概要
3. 周辺環境の再現と形状計画
3.1 周辺環境の再現の概要
第 1 報で作成した再現モデルに流出境界面付近に流入風を模擬した風速ベクトル分布を設置して解析を行い、実測調査の結果と再現モデルの比較を行う。

3.2 再現モデルと実測調査の比較・考察

3.5 風速の比較

図 4 に実測と CFD 解析の結果の比較を示す。CFD 解析

図 7 に風速の解析結果を示す。また、風速と風量の両方の気温は、実測の気温の最大・最小値の範囲内に収まり、を確認したが、風速の結果が顕著に表れたため、梗概では、環境の再現ができた。実測と CFD 解析の結果が大きく外

風速の結果のみを示している。ボイドの大きさを大きくしれた箇所は、実測日が曇りであった影響と考えている。

ていくと風が流れ易くなるが、ボイド 7m×7m 程の大きさ

気温[℃]

実測とCFD解析の気温の比較になると風が流れにくくなる結果となった。

実測で観測した最大値

38

39

38

解析の評価地36

点は、図 5 の

36
35
34
33
32

1.2

0.8
ボイド5m×5m ボイド7m×7m

形状計画の概0.4

実測で観測した最小値

32

14:00

①
②

14:15

要(右)に表示

14:45
15:00 時刻①
実測調査の結果②

14:30

CFD解析の結果

0

14:15

13:45

時刻

14:45

ボイド１ｍ×１ｍ
ボイド５ｍ×５ｍ

図 4 実測と CFD 解析の結果の比較

風速ｍ/ｓ

ボイド３ｍ×３ｍ
ボイド７ｍ×７ｍ

0

2.0

4.0

図 7 風速の解析結果

3.3 形状計画の概要
39
周辺環境を再現したモデルに緑化モニュメントを模擬

14:00

ボイド1m×1m ボイド3m×3m

最大値

34

37

ボイド内部の風速の比較

風速[m/s]1.6※実測と CFD

気温[℃]

14:15

最小値
3.6

14:45

14:30

したオブジェクトを設置して、ボイドの形状による効果の
38

SET*の比較

図 8 に時間
SET*の解析結果と日射の解析結果を示す。ボイ
15:00

ドを開けることで風下側の SET*が緩和される。しかし、実測調査の結果

CFD解析の結果
関係について明らかにする。

37

14:15
14:30
14:45
15:00
14:15
14:30
14:45
15:00
図 5 に形状計画の概要図を示す。再現モデルで使用した

14:00
14:00

15 時頃から西日の影響でボイド部から日射が差し込むた36

め、ボイドなしの方がボイドありに比べて SET*が小さく35なる結果となった。

34
から各 1m の位置を基準に正方形のボイドを開けたオブジ

SET*[℃]

緑化モニュメントのオブジェクトを一部図 5 のように変えて、ボイドなしのオブジェクトとオブジェクトの左下の端

38

ェクト(ボイド 1m×1m, 同 3m×3m, 同 5m×5m, 同 7m
3337×7m)を作成した。
32

36

0

14:00

N

14:15

14:15

14:30

ボイドなし

14:30

14:45
34

公園

風上側

風下側

35

風下側SET*の比較
ボイド1m×1m
ボイド3m×3m
ボイド5m×5m
ボイド7m×7m
ボイドなし

N

Z：０ｍ高さボイド1m×1m

Z：０ｍ高さボイド3m×3m

N

14:45
N

33

Z：０ｍ高さボイド7m×7m

Z：０ｍ高さボイド5m×5m

32
13:30

表面日射量

14:00

15

15:00

① ②

道路

N

14:30

15:00

15:30

時刻 ０

W/㎡

268.6

537.2

N

ボイド1m×1m
オブジェクトの変更部
スカイビル
風上側

風下側

ス梅
カ田
イ
ビ
ル

スカイビル日影の影響ない範囲
形状計画の評価箇所
実測調査の評価箇所

図 5 形状計画の概要図
3.4 空気温度の比較
ドを開けることで風下側の空気温度が緩和される。しかし、
風下側

風上側

ボイド 7m×7m では、風上側で温められた空気が風下側に流れ易いため、ボイドなしの気温と逆転すると考えられる。
風上側

ボイド5m×5m
気温[℃]

風上側

ボイド
5m×5m

風上側

ボイド
7m×7m

風上側

風下側

風下側の SET*が改善される場合を確認できたが、ボイドを過度に大きくすると日射遮蔽の効果が低下して、SET*が高くなることが分かった。
今後はボイドの位置と温熱環境との関係性を分析する
な壁面緑化では、植物の生育にばらつきがあり、緑化する

36.2

全面が緑で覆われるまでに時間を要するが、緑化モニュメ

36.0
ボイド7m×7m

ントは、一定の高さごとで植栽を設置できるため時間がかからなく、樹木等の一般的な緑化よりデザインの自由度が

風上側

35.8

高い。そのため、都市のオープンスペースでそれぞれの場

35.6
13:26

温度℃
35.2

本敷地では、緑化モニュメントにボイドを開けることでことなどが課題である。また、グリーンカーテンや大規模

風上側

風上側

ボイド
3m×3m

34

風下側の平均気温

36.4

風下側

ボイド
1m×1m

流出境界面付近に流入風を模擬した風速分布を速度固定することで、非定常 CFD 解析特有の問題を改善した。

図 6 に温度の解析結果を示す。緑化モニュメントにボイ
ボイド3m×3m

ボイドなし

図 8 SET*の解析結果と日射の解析結果
4.まとめ

36.5

13:55
ボイド1m×1m
ボイド5m×5m
ボイドなし

図 6 温度の解析結果

15:21

時刻

ボイド3m×3m
ボイド7m×7m

所にあった効果的な形状があり、本研究の CFD 解析を用いた手法が日射遮蔽効果を加味した最適な形状を見出すために有効であると思われる。

（岡山研究室）

鉄骨フレーム-CLT 壁混合骨組の構造性能に関する研究（その 1）
218-132
1．はじめに

2. 2

山本

美穂

試験体

近年，木質材料である CLT パネルを建築構造に用いる

図-1 に試験体の形状を示す。
試験体は図に示す 4 体で，研究が盛んに行われている。本研究では鉄骨フレームに

1 層 1 スパンの骨組とし，CLT パネルの配置，分割数お

CLT パネルを耐震壁として取り付ける混合構造を対象とよび梁スパンを変えた。柱 の軸 心距離（スパン）はした。本構造は，鉄骨フレームの拘束効果により効率的

3100mm および 3600mm（試験体 A1-TR）とした。上下に CLT 耐震壁の構造性能を発揮させることができ，また，梁の軸心距離（高さ）は 2000mm とし，各試験体共通で

CLT パネルを耐震要素として用いることにより耐火被覆ある。
試験体 A1-A は全面に CLT パネルを取り付けた試験体を無くし木目を現しにできる特徴がある。本報告は昨年
2020 年度に引き続き行った実験の結果を報告する。

である。ただし，柱との間に 75mm のスリットを設け，

2．実験計画

柱と CLT パネルの変形の違いにより両者が接触しない

2. 1

ようにした。試験体 A1-TW，A1-TR も同様にスリットをCLT パネルの取付方法

CLT パネルの取付方法は，まず CLT パネルの厚さ方向設け，全面に CLT パネルを取り付けた試験体であるが，の中央にコの字形の鋼板 PL-9（SN490B）を CLT パネル

試験体 A1-TW は実施工時の運搬を考慮して，CLT パネの両側から差し込み，ドリフトピンを用いて固定した。

ルを 2 分割した試験体であり，CLT パネル間には 10mm

このコの字形鋼板は，梁との接合に用いるとともに，CLTのスリットを設けた。試験体 A1-TR はスパンを大きくし，パネルの両側では引張応力に抵抗させることも意図して3 分割した CLT パネルを取り付けた試験体である。これいる。CLT パネルと梁との接合は，梁に取り付けたガセら 3 体の試験体のドリフトピンは 10φとし，昨年度実験

ットプレートとコの字形鋼板を，上梁では完全溶け込みの 14φより細くし，ドリフトピンが曲げ変形することに溶接，下梁ではボルト接合した。また，下梁ではボルト

より CLT パネルの損傷が小さくなり，変形性能が向上す

接合部にメッシュ筋を配筋した後モルタルを打設した。

ることを期待した。

75

30-DPf10

無収縮モルタル

19-DPf1075

1320
12-DPf101045
12-DPf10

10

1045

10

1045

72

165

937.5

1555

17-DPf14

10-DPf14925
10-DPf14

CLT
S60 -5-5
ラミナ厚20mm
t100×W925
×H1555937.5

無収縮モルタル

無収縮モルタル

RH250×125×6×9(SN490)

RH250×125×6×9(SN490)
150

4-M10
中ボルト

RH300×300×10×15(SN490)

19-DPf10

RH300×300×10×15(SN490)

19-DPf10

CLT
S60 -5-5
ラミナ厚20mm
T100×W1320×H1555
× 3枚

RH300×300×10×15(SN490)

RH300×300×10×15(SN490)

12-DPf10

1555

255

4-M8＠250

12-M8＠250

72

75 250

RH250×125×6×9(SN490)

RH250×125×6×9(SN490)
4-M10
中ボルト

1555

(b) 試験体A1-TW (全面2分割)

3600

150

150

3100

3900

3400

(c) 試験体A1－TR (全面3分割, スパン 3600ｍｍ)(d) 試験体A1-OBS (中央)図-1 試験体の一覧および形状（単位；mm）

150

1555

(a) 試験体A1－A (全面)2000

75 250無収縮モルタル

RH250×125×6×9(SN490)

RH250×125×6×9 (SN490)

2420

75

1320

10

250 1202650

19-DPf10

CLT
S60 -5-5
ラミナ厚20mm
t100×W1320
×H1555×2枚

250 12075

12-DPf10

RH300×300×10×15(SN490)

19-DPf10

RH300×300×10×15(SN490)

CLT
S60 -5-5
ラミナ厚20mm
t100×W2650×H1555

RH300×300×10×15(SN490)

1555

RH300×300×10×15(SN490)

2000

30-DPf10
4-M10
中ボルト
19-DPf10

12-M8＠250

4-M10
中ボルト

1555

255

12-M8＠250

165

2420

RH250×125×6×9(SN490)

RH250×125×6×9 (SN490)

表-1 試験体一覧および最大耐力の実験値と計算値の比較

表-2 鋼材の引張試験結果

CLT 壁
鉄骨
フレーム CLT パネル ドリフトピン
Qf
Qclt
接合部耐力
(kN)
Qdp (kN)
(kN)

鋼材
計算値
cQh
(kN)

実/ 計

PL-9

A1-A(全面)

1317.5

302.3

715.5

531.9

834.2

1.58

A1-TW(2分割)1455.0

302.3

712.8

496.4

798.7

1.82

A1-TR(3分割)

1626.0

297.9

846.5

638.3

936.2

1.74

A1-OBS (中央)

776.0

302.3

249.8

332.6

552.1

1.41

中央に CLT パネルを取り付けた試験体であり，昨年度 CLT パネルの配置による影響を検討した際に残された配置の試験体に対し今年度計画したものである。ドリフトピンは昨年度-40と同様に 14φとした
CLT パネルはスギ材を用いた同一等級構成 S60 で，5 層 5 プライ，厚Q (kN)

さ 100mm である。
柱 断 面 は H-300 × 300 × 10 × 15
（SN490B），梁断面は H-250×125×
6×9（SN490B）とした。
2. 3

使用材料

表-2 に鋼材の引張試験結果を示す。
また，モルタルの圧縮強度は，加力
期間中の 4 回の試験の平均値で 30.7
N/mm2 であった。
2.4

1800
1500
1200
900
600
300
0
-20-300 0
-600
-900
-1200
-1500
-1800
1800
1500
1200
900
600
300
0
-20-300 0
-600
-900
-1200
-1500
-1800

Q (kN)

一方，試験体 A1-OBS は，スパン

-40

加力方法

加力方法は，その 2 に示す。
3．実験結果図-2 に荷重-変位曲線を示す。縦軸は水平荷重 Q（kN）
を，横軸は層間変形角 R を示す。
試験体 A1-A は，層間変形角 R=10/1000rad で上部梁

PL-6

cQh=834.2(kN)
R (1/1000rad.)40

梁鉄骨

PL-9 挿入鋼板
PL-10
柱鉄骨
PL-15

▼Max1317.5(kN)

20

使用部位

60

80 -40A1-A
CLT1枚全面
ドリフトピン 10φ
スパン 3100mm▼Max1626.0(kN)

cQh=936.2(kN)
R (1/1000rad.)20
40
60
80 -40A1-TR
CLT 3枚全面
ドリフトピン 10φ
スパン 3600mm

1800
1500
1200
900
600
300
0
-20-300 0
-600
-900
-1200
-1500
-1800
1800
1500
1200
900
600
300
0
-20-300 0
-600
-900
-1200
-1500
-1800

降伏応力度
s y (N/mm2)
448.1

ヤング係数
2
E s (N/mm )199190370.1

204990

364.7
407.3

199240201750376.0206140▼Max1455.0(kN)

Q (kN)

試験体

最大耐力
の実験値
eQh
(kN)

Q (kN)

最大耐力の計算値

cQh=798.7(kN)
R (1/1000rad.)
20

40

60
80
A1-TW
CLT2枚全面
ドリフトピン 10φ
スパン 3100mm▼Max776.0(kN)
cQh=552.1(kN)

R (1/1000rad.)
20

40

60
80
A1-OBS
CLT1枚中央
ドリフトピン 14φ
スパン 3100mm

図-2 荷重－変位曲線
R=20/1000rad で CLT パネルが縦方向に割れ，ドリフトピ
ンのめり込みも見られた。R=33.4/1000rad では上部梁下でコの字形鋼板に座屈が生じ，また梁端部フランジに局部座屈が生じた。最終的には，CLT パネルが縦方向にせん断破壊するとともに，梁端部が局部座屈したが，履歴

下でコの字形鋼板と CLT パネルの間にずれが生じ，ドリ

性状は紡錘型となり変形性能も大きくなった。

フトピンのめりこみも見られた。R=20/1000rad では下部

4．最大耐力の実験値と計算値の比較の柱と CLT パネルの間のモルタルにひび割れが生じ，コ

表-1 に最大耐力の実験値と計算値を比較して示す。まの字形鋼板のずれが見られた。この時点で最大耐力に達た，図-2 中に計算値のラインを示す。最大耐力の計算値

し，その後大きく耐力低下した。R=33.4/1000rad で上部

cQh は下式に示すように，鉄骨フレームの水平耐力 Qf

梁下でコの字形鋼板に座屈が生じ，また CLT パネルに割に，CLT パネルの耐力 Qclt とドリフトピンの耐力 Qdp

れが見られるとともに，折れたドリフトピンもあった。

の小さい方を加えて求めた。詳細はその 2 に示す。

最終的には上部梁下でコ字形の鋼板と CLT パネルの間の水平方向のすべり破壊となった。
試験体 A1-TW，A1-TR ともに破壊経過は A1-A と同様であった。ただし，CLT パネルの回転変形により CLT パ

cQh＝Qf＋min（Qclt，Qdp）(1)

計算値に対する実験値の比（実／計）は 1.41～1.82 となり，いずれの試験体も実験値が大きくなった。
5．まとめ

ネル間の縦方向のずれが顕著になり，最終的には CLT パ

鉄骨フレームに分割した CLT パネルを取り付け，耐震

ネルに縦方向の割れを生じた。最大耐力は R=33.4/1000

壁として活用する混合骨組の構造性能を検討した結果，

rad で達し，試験体 A1-A より変形性能は改善された。

分割していない場合と同等以上の構造性能を示した。

スパン中央に CLT パネルを配置した試験体 A1-OBS は，（宮内研究室）

鉄骨フレーム-CLT 壁混合骨組の構造性能に関する研究（その 2）
218-113
1．はじめに松山和樹

CLT パネルはスギ材を用いた同一等級構成 S60 で，5前報その 1 に引き続き，鉄骨フレームに CLT パネルを層 5 プライ，厚さ 100mm である。柱断面は H-300×300

耐震壁として取り付ける混合構造に関する実験を行った

× 10 × 15 （ SN490B ）， 梁 断 面 は H-250 × 125 × 6 × 9

結果について報告する。

（SN490B）とした。これらの諸元はその 1 と同じである。

2．実験計画
2. 1

ドリフトピンは，昨年度と同様に 14φとし，ドリフト

CLT パネルの取付方法

ピンでは CLT 壁の負担耐力が決まらないようにした。
2. 3

鉄骨フレームに CLT パネルを取り付ける方法はその 1と同じであり，まず CLT パネルに挿入したコの字形鋼板

使用材料

使用した鋼材は，その 1 と同じである。
2.4

をドリフトピンにより CLT パネルと一体化する。次にコ

加力方法の字形鋼板と梁に取り付けたガセットプレートを上下と図-2 に加力装置の概要を示す。加力は，柱脚側柱梁接

もボルト接合するが，本実験ではコの字形鋼板とガセッ

合部のピンを反力床に固定した後，柱頭の梁中心位置にトプレートの間に両面アルミ溶射したフィラープレート

ピンを介して油圧ジャッキを設置し，片側からの押し荷を挟み込み，水平力を受けた際にこの接合部分で積極的

重，他方からの引き荷重を同時に加え，両者の合計を水に滑らし，滑りまさつ力により地震エネルギーの吸収能平力として載荷した。柱軸力は載荷していない。また，力を高めることを目的とした。

試験体上部にはテフロン板を用いて振れ止めを設けた。

2. 2

変位計測は，柱脚ピンに対する柱頭（柱梁の節点）の水試験体

図-1 に試験体の形状を示す。
試験体は図に示す 2 体で，平変位を計測し（左右 2 カ所），この値の平均値を高さ

その 1 と同様に 1 層 1 スパンの骨組とした。

2m で除することにより求めた層間変形角を制御変位 R

試験体 T1-TW は 2 分割した CLT パネルを全面に取りとした。加力サイクルは，R=5/1000rad を 2 回繰り返し，付けた試験体である。ただし，CLT パネル間には 10mm

10，20，33.4/1000rad を 3 回繰り返し，その後 66.7/1000のスリットを設け，また柱との間に 75mm のスリットをrad まで一方向に載荷した。

設け，柱と CLT パネルの変形の違いにより両者が接触し3．実験結果ないようにした。柱の軸心距離（スパン）は 3100mm，

CLT パネルを 2 分割した試験体 T1-TW は R=10/1000rad

上下梁の軸心距離（高さ）は 2000mm とした。

でフィラープレートのずれが見られ，また，CLT パネル

試験体 T1-TR も全面に CLT パネルを取り付けた試験の回転変形により分割した CLT パネル間の目地で鉛直方体であるが，スパンを 3600mm とし，3 分割した CLT パ向のずれが見られた。R=20/1000rad ではドリフトピンのネルを取り付けた試験体である。高さは T1-TW と同じ

めり込みおよびコの字形鋼板の座屈による CLT パネルの2000mm とした。

面外変形が見られた。R=33.4/1000rad では片側の CLT パ

150

75

4-M16SHTB@260

RH250×125×6×9(SN490)
3100

17-DPf14
17-DPf1472

1045
10-DPf14

10

85 250CLT
S60 -5-5
ラミナ厚20mm
t100×W1045×H1580
×3枚

1045

10

1045

72

3-M16ボルト 4-M16ボルト@150

両面アルミ溶射フィラープレート(t=3.2) 150

3400

RH250×125×6×9(SN490)
150

3600

両面アルミ溶射フィラープレート(t=3.2)3900(a) 試験体T1－TW (2分割， スパン 3100mm)

1580

10-DPf14

250 851320

1014-DPf14

RH300×300×10×15(SN490)

1320

CLT
S60 -5-5
ラミナ厚20mm
t100×W1320
×H1580
×2 枚

1580

2000

RH300×300×10×15(SN490)

75

3-M16SHTB

165

2420

17-DPf14
17-DPf14

3-M16SHTB 4-M16SHTB@160

4-M10
中ボルト

RH300×300×10×15(SN490)

4-M16SHTB@260

4-M10
中ボルト
14-DPf14

両面アルミ溶射フィラープレート(t=3.2)

RH250×125×6×9(SN490)

1580

3-M16SHTB

両面アルミ溶射フィラープレート(t=3.2)

RH300×300×10×15(SN490)

255

RH250×125×6×9(SN490)(b) 試験体T1-TR (3分割, スパン 3600mm)

図-1 試験体の一覧および形状（単位；mm）

150

ネルがほぼ中央部で縦方向に割れ，最終的には CLT パネル

油圧ジャッキ
押引1000kN±200mm

油圧ジャッキ
押引2000kN±300mm

振れ止めの回転変形が顕著になった。
3 分割した試験体 T1-TR では CLT パネルの回転変形によロードセル

り目地での鉛直方向のずれがR=5/1000rad で見られ，T1-TW

ピン

試験体

反力壁

反力トラス

より早期に生じた。それ以降

ピンの破壊経過は T1-TW とほぼ同じであり，最終的には CLT
図-2 加力装置の概要

パネルの回転変形が顕著になった。

表-1 最大耐力の実験値と計算値の比較

図-3 に荷重-変位曲線を示す。

最大耐力の計算値(kN)

縦軸は水平荷重 Q（kN）を，横軸は層間変形角 R を示す。荷重-変

試験体

最大荷重
の実験値
(kN)

T1-TW(2分割)1317.0T1-TR(3分割)1335.5

位関係は両試験体ともほぼ同じであり，R=10/1000rad で剛性が大きく低下し，R=33.4/1000rad で最大耐力に達した。その後，耐力低

CLT 壁
鉄骨
フレーム CLT パネル ドリフトピン
Qf
Qclt
接合部耐力
(kN)
Qdp (kN)
(kN)
302.3
712.8
931.3
297.9

Q (kN)

下を生じたが，比較的紡錘形の履
歴曲線を示し，変形性能も大きくなり，前報その 1 の実
験および昨年度の実験より履歴性状は改善された。
4．最大耐力の実験値と計算値の比較
表-1 に最大耐力の実験値と計算値を比較して示す。また，図-3 中に計算値のラインを示す。最大耐力の計算値
cQh を下式で求めた。
cQh＝Qf＋min（Qclt，Qdp）

-40

(1)

Qf：鉄骨フレームの水平耐力計算値（kN）
Qclt：CLT パネルの水平方向耐力計算値（kN）

Q (kN)

Qdp：ドリフトピンの水平方向耐力（kN）
鉄骨フレームの水平耐力計算値 Qf は，上下梁の両端が全塑性曲げモーメントに達した時の節点モーメントから
柱せん断力を求めた。CLT パネルの水平方向の耐力 Qclt
は下式で計算した。
Qclt＝τclt×Bclt×tclt(2)

ここで，τclt，Bclt および tclt はそれぞれ CLT パネルの-40

せん断基準強度，幅および厚さ（100mm）であり，CLT
パネルのせん断基準強度は 2.7 N/mm2 とした 1)。また，ドリフトピンの 1 本あたりのせん断耐力は要素実験の結果
より qdp=33.3kN/本（14φ）とした。
計算値に対する実験値の比（実／計）は 1.30，1.17 と

846.5

1800
1500
1200
900
600
300
0
-20-300 0
-600
-900
-1200
-1500
-1800
1800
1500
1200
900
600
300
0
-20-300 0
-600
-900
-1200
-1500
-1800

997.8

計算値
cQh
(kN)

実/計

1015.11.30

1144.3

1.17▼Max1317.0(kN)

R (1/1000rad.)
20

40

60
80
T1-TW
CLT 2枚全面
ドリフトピン14φ
スパン3100mm▼Max1335.5(kN)

R (1/1000rad.)
20

40

60
80
T1-TR
CLT3枚全面
ドリフトピン14φ
スパン3600mm

図-3 荷重-変位曲線

なり，いずれの試験体も実験値が大きくなった。

実験の結果，最大耐力は鉄骨フレームの耐力に CLT 壁の5．まとめ

耐力を累加した耐力を発揮するとともに，履歴性状およ

鉄骨造で計画されている建物において，鉄骨フレーム

び変形性能が改善されることがわかった。

内に CLT パネルを取り付け，耐震壁として活用する混合

参考文献

骨組の構造性能を検討するための実験を行った。鉄骨フ1) CLT 関連告示等解説書編集委員会：2016 年公布・施行

レームと CLT パネルの取付部にアルミ溶射フィラープレ

CLT 関連告示等解説書，日本住宅・木材技術センター

ートを用い，この部分で積極的にずれを生じさせた。

（宮内研究室）鋼構造立体ラーメン骨組の倒壊性状に上下動が及ぼす影響（その 1

解析計画および固有値解析）
218-133
2.2

1．はじめに

渡邉

和倫

解析モデル

近年の地震工学の成果として，建築基準法でこれまで想柱は既報 2)の提案モデルに従い，Multi-Spring（MS）モデ

定されていた大地震よりも強い地震が近い将来発生する

ルを用いて，柱の塑性ヒンジ領域をモデル化する．圧縮側可能性が指摘されている．そこで，現行の耐震設計基準に

は局部座屈による耐力劣化を考慮した 5 折れ線，引張側は従って設計・施工された鉄骨造建物が，どの程度の倒壊余

3 折れ線の応力－歪関係で規定する．梁の解析モデルは単裕度があるかを明らかにするため E-ディフェンスにおい純塑性ヒンジを用い，トリリニア型とする．正曲げ負曲げて震動台実験が行われた ．この鋼構造実大 4 層骨組震動

共に加藤秋山の骨格曲線 5)を用いる．ただし，上下動によ

台実験における倒壊挙動を簡易に表現することができる

る梁の上下応答を考慮するため全梁の中央部に節点を設

立体骨組モデルが提案されている 2)．この中で，耐倒壊性

け質量を持たせることで，慣性力がかかるようにして上下能を評価するための指標 3)を用いた検討が行われているが，動の挙動を再現している．履歴則はバウシンガー効果を考既往研究 3)では E ディフェンス震動台実験をモデルとした慮した孟・大井らの履歴則 6)を適用する．接合部パネルの骨組のみが解析対象であったことに加え，骨組が倒壊する

解析モデルはせん断変形のみを考慮したバイリニア型と最小の入力レベルでの検討はされていないため，本研究でする．パネルの全塑性耐力は鋼構造接合部設計指針 7)に基は詳細に検討する．

づき算出し，X，Y 構面の耐力は独立で互いに影響しない

2．解析方法ものとする．いずれの部材も破断は考慮しない．

2.1

2.3

1)

解析骨組

解析条件および入力条件

解析対象は，文献 4) の R シリーズの 2 層，4 層，8 層，解析プログラムには SNAPver.7 を用いる．内部粘性減衰12 層の計 4 体の立体骨組を対象とする．全骨組において，はレーリー型とし，X 方向の 1 次と 2 次に対して減衰定数X 方向構面は不均等スパン，Y 方向構面は均等スパンとなを 2%とする．

っている．階高について，1 階のみ 4 m，2 階以上は全て

入力波について，JMA Kobe 波，標準 3 波（El Centro 波，

3.75 m である．
柱は正方形箱型断面，
梁は H 形断面であり，Hachinohe 波，Taft 波）の計 4 波を入力地震動とする．X 方

柱梁接合部は通しダイアフラム形式である．鋼材の降伏強

向に EW 波，Y 方向に NS 波，Z 方向に UD 波を入力する．

さは公称値の 1.1 倍，引張強さは公称値とする．形状・寸入力レベルは，地動最大速度を 1.0 m/s に基準化し，それを法は図 1 に示す．

0.1 m/s 刻みで増減させて倒壊に至った最小入力レベルを用いる．EW 波，NS 波と UD 波で波の強さが異なるため，

X5

6000
X5

6000
X5

6000
X5

6000
X5

C1

G1

C1

G1

G11
G11
C1 G2C1
G1

C1

G1

C1

G11
G11
G2C1
G1

C1

G1

G11
G11
C1 G2C1
G1

G1

G11
G11
C1 G2 C1
G1

G11
C1
G11
C1
G11
C1
G11

C1

12000
Y1

G2 C1

6000
Y2

EW 波と NS 波の最大地動加速度が大きい方を基準に入力

C1

G1

骨組，4 層骨組，8 層骨組での解析の刻み分割時間は 0.0001

G11s とする．12 層骨組は解析時間が非常に長くなってしまう
G11

ため，解析結果に影響が出ない程度に刻み分割時間を長くC1G11調節する．具体的には，0.0002s としている．

Y

2.4

C1

12000
Y3

倍率を調整し，残る 2 波も同じ入力倍率で調整する．2 層

G11

Y4

Z

骨組の構造特性を把握すべく，立体の固有値解析を行う．

X

上下動の応答を考察するにあたり Z 方向（鉛直方向）の変(a) 伏せ図3750

3750

位を伴う固有モードを， Z 方向の刺激係数が大きいものか

3750

3750

ら 3 つ抽出し，対応する各固有モードを図 2，鉛直方向の

3750

3750

3750

3750

加速度応答スペクトルと各固有周期を比較したものを，図

3750

3750

3 に例示する．固有モードは，図 2，図 3 の通り各骨組で地

3750

3750

震動に対して柱が変形せず梁がすべて同じ向きに変形す

3750

3750

るモードや，隣り合う梁が互い違いに上下に変形するモー

4000

4000

ドなどがある．

6000 6000 6000 6000
24000

12000

(b) Y 方向軸組図(c) X 方向軸組図

図1

固有値解析

6000
30000

12000

解析骨組（8 層骨組の例）

4 層・8 層・12 層骨組では上から 2～3 層分ほどが上下に大きなモードとなっており，それに比べて下層は変形がかなり小さくなっている． 2 層骨組では下階のモードの方が上階より大きくなっているものもある．次に，地震動の周

ここに，g：重力加速度，W：建物重量．

波数特性との関係を検討するべく，加速度応答スペクトル(4)式を極座標表示したものを図 5 に例示する．建物が倒に着目する．図 4 は最小倒壊レベルに増幅されたスペクト

壊に至るまでのエネルギー吸収量が最大となる方向をc 方ルであり，Taft 波では 12 層骨組の応答値は 2 層骨組よりも向とする．このc 方向は，建物の倒壊する方向にほぼ対応

大きな応答値となっている．

し，この方向でのエネルギー吸収量の速度換算値を耐倒壊倒壊に至る地震応答においても，Taft 波では高層骨組の上層部の梁は Z 方向に大きく振幅すると考えられる．
2.5

指標 Vdm4(c)とする．
3．まとめ
その 1 では，骨組において 3 方向入力時における固有値

耐倒壊指標

耐倒壊指標として，任意方向における地震入力エネルギ

解析により算出される，Z 方向の変位を伴う固有モードとーの速度換算値 Vdm4(c) 3)を用いて検討を行う．水平任意方

加速度応答スペクトルとの関係についての考察，および骨向（0°≦＜180°）の第 i 層の層せん断力 Qi()・層間変形

組ごとの振動特性についての考察を行った．

δi()を次式により算出する．

［参考文献］
1) 吹田啓一郎，松岡祐一，山田哲，島田侑子，多田元英，笠井和彦：震動台実験の概要と弾性応答特性（実大 4 層鉄骨造建物の完全崩壊実験
その 1），日本建築学会構造系論文集，Vol.74，No.635，pp.157-166，
2009.12) 松川大起，片岡大，向出静司：鋼構造ラーメンの倒壊解析のためのモデル化方法に関する研究，日本建築学会近畿支部研究報告集.構造系，No.57，pp.85-88，2017.6
3) 森前直樹，向出静司，多田元英：様々な地震動に対する鋼構造立体骨
組の倒壊性状とそれに基づく倒壊判定指標，日本建築学会近畿支部研究報告集，Vol.54，pp.501-504，2014.5
4) 建築研究所，鋼材倶楽部：数値解析研究会研究報告書，1995.7
5) 秋山宏：建築物の耐震極限設計,東京大学出版， 1980.9
6) 孟令樺，大井謙一，高梨晃一：鉄骨骨組地震応答解析のための耐力劣化を伴う簡易部材モデル，日本建築学会構造系論文報告集，第 437 号，pp.115-124，1992.7
7) 日本建築学会：鋼構造接合部設計指針・同解説，2021

𝑄𝑖 (𝜙) = 𝑄𝑥𝑖 ∙ cos 𝜙 + 𝑄𝑦𝑖 ∙ sin 𝜙(1)

𝛿𝑖 (𝜙) = 𝛿𝑥𝑖 ∙ cos 𝜙 + 𝛿𝑦𝑖 ∙ sin 𝜙(2)

ここに，Qxi，Qyi：第 i 層の X・Y 方向構面層せん断力，δxi，
δyi：第 i 層の X・Y 方向構面層間変形．エネルギーの各方
向のスペクトル分布を求める際，Qi()≧0 となる時点では0°≦＜180°に，Qi()＜0 となる時点では 180°≦＜360°として  の範囲を設定して  の範囲を設定して吸収エネルギ
ーの最大応答を Edm4()として次式で算出する．
𝑛

𝐸𝑑𝑚4 (𝜙) = {∑ ∫ 𝑄𝑖 (𝜙) ∙ 𝑑𝛿𝑖 (𝜙)}
𝑖=1

(3)

max

ここに，n：層数．倒壊するケースでは，Edm4()がピークを迎えた後，急激に減少する．この減少する直前の Edm4()の最大値を取るタイミング tdm を倒壊とみなす．
Edm4()の速度換算値 Vdm4()は以下の式によって求める．
2𝑔𝐸𝑑𝑚4 (𝜙)𝑉𝑑𝑚4 (𝜙) = √
𝑊

(4)

120
100
80
60
40
20
0

SA (m/s2)49次固有周期65次固有周期12次固有周期

T (s)
0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

(a) 2 層骨組(a) 49 次固有モード
図2(b) 65 次固有モード(c) 12 次固有モード

鉛直方向に刺激係数が卓越する固有モード（2 層骨組）

120
100
80
60
40
20
0

14次固有周期SA (m/s2)20次固有周期29次固有周期

T (s)
0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

(b) 12 層骨組
図4Taft 波の UD 方向の加速度応答スペクトル(a) 14 次固有モード
図3(b) 20 次固有モード(c) 29 次固有モード

鉛直方向に刺激係数が卓越する固有モード（12 層骨組）

図5

地震波の Vdm4()曲線（向出研究室）鋼構造立体ラーメン骨組の倒壊性状に上下動が及ぼす影響（その 2

地震応答解析）218-010

1.

はじめに

岩崎

清佳

柱に作用する軸力が長期軸力を基準に考えるとどれほ

水平 2 方向同時入力と 3 方向同時入力から得られたどの増幅があるのか定量化する．各地震波の i 層の最大軸

Vdm4()曲線を用いたエネルギー吸収性能の比較を行い，上力和を ΣNi max，最小軸力和を ΣNi min，長期軸力和を ΣN0i と下動が倒壊性状に及ぼす影響について考察する．

したとき，最大・最小軸力和が ΣNi max = βmax+ ΣN0i，ΣNi min =2.

解析結果および考察

2.1

倒壊性状および耐倒壊指標

βmax- ΣN0i となるような βmax+，βmax-を次式により算出する．
∑ 𝑁𝑖 max − ∑ 𝑁0𝑖+
𝛽max =(3)∑ 𝑁0𝑖∑ 𝑁0𝑖 − ∑ 𝑁𝑖 min−
𝛽max =(4)∑ 𝑁0𝑖

図 1 のc 方向に投影した層せん断力 Qc - 層間変形角 rc関係より，3 方向入力時には軸力変動が大きくなることか
ら耐力が若干小さくなる傾向にあるが，概ね同じ履歴ルー
プを描いている．図 2 の Vdm4()曲線を見ると，3 方向入力
では，
水平 2 方向入力のものと酷似した形状となっている．
表 1 の解析結果一覧より，上下動を入力することにより倒壊レベルや倒壊層数に影響を及ぼす場合もあるが，Vdm4(c)の減少は最大で 5%程度に収まっている．上下動が倒壊挙動に及ぼす影響についてさらに詳細な検証を行う．
2.2

本節では，鉛直方向の振動特性について検討する．
まず，重力加速度に対して入力レベルがどの程度大きいかを表す加速度比 αmax+および αmax-について，以下の式に基づいて算出する．
𝛼max

𝑃𝐺𝐴+
=
𝑔

, 𝛼max − =|𝑃𝐺𝐴− |

きとなる方を PGA+ (m/s2)，鉛直下向きを PGA- (m/s2)と定義している．
上下動は，図 3 に示すように，骨組の柱，梁に伝達され，入力加速度よりも大きな応答加速度となる．そこで，柱，梁にどのように伝達されたのかをそれぞれ考察する．
解析結果一覧（12 層骨組）
PGV Vdm4(c)

入力地震動

X 方向 Y 方向 Z 方向 (cm/s) (m/s)
JMA Kobe

El Centro

Hachinohe

Taft

倒壊層数

EW

NS

UD

530

6.52

1-2

EW

NS

-

570

6.87

1-3

EW

NS

UD

5.54

1-3

EW

NS

-

5.56

1-3

EW

NS

UD

6.36

1-4

EW

NS

-

6.41

1-5

EW

NS

UD

340

5.50

1-2

EW

NS

-

350

5.72

1-3

300

320

ることが明らかなため，梁の上下動の影響について考察する．梁ごとの鉛直加速度を算定するにあたって，両端モーメントの平均と中央のモーメントの差を MUD，そしてこの
MUD / M0 の最大，最小をそれぞれ γmax+，γmax-とする．詳細は，以下の式に示す.
𝑀𝐿 − 𝑀𝑅
𝑀𝑈𝐷 =
− 𝑀𝐶
2
+
𝑀𝑈𝐷 max
𝛾max =
−1
𝑀0

50000
40000
30000
20000
10000
0
-10000-0.05-20000-30000-40000-50000(5)(6)

水平2方向同時入力
3方向同時入力Qc (kN)0.05

図1

3 方向 Vdm4(c)

0.15

0.25
rc (rad)2 層の層せん断力 Qc - 層間変形角 rc（Taft 入力時，12 層骨組）

2 方向 Vdm4(c)

梁せん断力
0.95

Vdm4() 7 90°(m/s)

c =40°c =40°

5

3

0.96

1

0.99

180°
-7 -5

-3

-1
-1

振幅

柱軸力

0°

1

3

-3

5

7

Vdm4()
(m/s)

-5

0.96

※地動最大速度 PGV は，入力地震動の欄の下線がついた方向の値を示している．

柱軸力和の変動量となる．このうち後者の振幅が大きくな(1)，(2)𝑔

ここで，g：重力加速度．本論では入力する向きが鉛直上向

表1向の慣性力に加え，梁中央質点上の慣性力も含めた総和が値が長期荷重のみ作用しているときを M0 とし，両者の比

鉛直方向の振動特性+

次に梁に着目する．柱梁節点上の質点に作用する鉛直方

図2-7 270°地動加速度

Vdm4()曲線

図3（Taft 入力時，12 層骨組）梁の振幅と柱への応力伝達𝛾max − = ||𝑀𝑈𝐷 min |
𝑀0

− 1|

(7)

線は酷似した形状となり，Vdm4(c)の減少は 5%程度に留まった．その中でも減少が大きいケースは，いずれも倒壊層

上記の式から求まる γmax+，γmax-は，梁中央に作用する鉛直数が減少したことによるものである．

方向応答加速度の重力加速度に対する比に相当する．

(2) 上下動の地動加速度は入力されると，骨組の応答加速

γmax+，γmax-を図 4 に示す．まず，水平 2 方向入力の場合度で増幅される．それは，地震動の周波数特性と骨組の鉛には，幾何学的非線形性によって，鉛直方向の慣性力や減直方向の構造特性によるものである．特に上層になるほど衰力が作用し，γmax+，γmax-は，若干変動している．一方で 3

加速度は増幅されるが，それは最上階付近の鉛直方向固有

方向入力時の γmax+，γmax-は水平 2 方向入力時よりもはるか

モードが大きいことが起因している．

に大きく，上層ほど大きくなる傾向がある．上層の梁の変(3) 柱軸応力と柱曲げ応力の関係から，高層骨組ほどアス形が大きくなる固有モードと対応する応答スペクトル（SA

ペクト比が大きいため，隅柱・側柱では水平 2 方向入力で+(a) /g，SA (b) /g，SA (c) /g）と γmax ，γmax が同程度となっているも変動軸力は大きくなっている．一方で，中柱は柱が負担ことがわかる．柱については，図 5 より，上下動の有無にする床面積が大きいことから，柱が支持する節点の質量がよる Vdm4(c)の差が最も大きくなる 12 層骨組に着目すると，大きくなることで，同節点に生じる鉛直方向の慣性力が大

βmax+，βmax-は上層になるほど長期軸力からの軸力変動は大きくなる．このことから，上下動によって中柱に生じる変きくなる傾向があり，2 層・4 層・8 層の骨組でも程度は異

動軸力は比較的大きくなり，曲げ耐力の低下が見られた．

なるが同様の傾向が見られた．また，上層になるほど骨組

そのため，柱に塑性ヒンジが形成されやすくなり，倒壊層の応答加速度 βmax+，
βmax-に対する入力地動加速度 αmax+，αmax-

数が減少したと考えられる．

の比は大きくなり，入力した地動加速度は骨組の応答では

梁 RF 12F 11F 10F 9F 8F 7F 6F 5F 4F 3F 2F
柱 12F 11F 10F 9F 8F 7F 6F 5F 4F 3F 2F 1Fと，同一層の隣り合う梁同士でせん断力を打ち消しあって

6

5

5

1

評価するために，mc は絶対値を取っている．本論文で使用

0

0

図 4

2層骨組

どアスペクト比が大きくなるため，12 層骨組の隅柱・側柱

γmax-

4層骨組

りが同一の平面となっていることから，高層骨組になるほでは水平 2 方向入力時においても，変動軸力が大きくなっ

8層骨組

12層骨組

している骨組においては，骨組の層数に関わらずスパン割

Taft 入力時の梁に作用ている．一方，中柱は側柱や隅柱に比べて柱が負担する床する鉛直方向応答加速度

面積が大きいことから，柱が支持する節点の質量が大きくの重力加速度に対する比なることで，同節点に生じる鉛直方向の慣性力が大きくな

1.5

ny

1.5

12層骨組

1

γmax-

円形の相関となることから，曲げの向きは考えず大きさで

γmax-

2

γmax+

2

γmax+

は二軸曲げを受けると全方向で同程度の耐力となるほぼ

γmax+

3

γmax+

4

3

γmax-

4

モーメント|mc|相関関係を用いて考察する．同図では，柱

ny

図 5

Taft 入力時の柱軸力
長期軸力に対する比

1.5

ny

1.5

る．そのため，上下動によって中柱に生じる変動軸力は隅

1

1

1

1

柱より大きくなり，曲げ耐力が大きく低下することで何度

0.5

0.5

0.5

0.5

も塑性化を繰り返している．このように，柱に塑性ヒンジが形成されやすくなることによって倒壊層数が減少する
傾向が見られたと考えられる．
3.

まとめ

その 2 では，水平 2 方向同時入力に上下動を加えたことによる，倒壊性状への影響について考察した．以下に得られた知見を示す．
(1) 3 方向同時入力では，水平 2 方向同時入力の Vdm4()曲

|mc|

0
-0.5

0 0.5 1 1.5

|mc|

0
-0.5

0 0.5 1 1.5

0
-0.5

|mc|
0 0.5 1 1.5

-0.5

-1

-1

-1

-1

-1.5

-1.5

-1.5

全塑性耐力計算値

ny

|mc|

0

-1.5

解析結果

βmax-

6

βmax+

7

2層骨組

られる．そこで，図 6 の軸力比 ny - c 方向の無次元化曲げ

8

βmax-

耐力に達しやすくなることが倒壊挙動に影響すると考え

X1-X2梁7

βmax+の変動が大きくなることから，軸力によって低下した曲げ

8

9

4層骨組

上下動を扱う際，水平 2 方向のみの入力に比べて柱軸力

10

Y3構面
X1-X2梁
Y3構面

βmax-

2.3

9

βmax+

10

8層骨組

おり，柱軸力の増幅は梁に比べて小さくなっている．
柱応力に関する考察

SA (a) / g
SA (b) / g
SA (c) / g
αmax+，αmax-

3方向入力
2方向入力

βmax-

傾向が見て取れる．その 1 の図 4 の固有モードに着目する

βmax+

増幅されることが分かり，それは高層骨組ほど増幅される

0 0.5 1 1.5

全塑性耐力計算値×応力上昇率S’(a) 2 方向入力 (b) 3 方向入力 (a) 2 方向入力 (b) 3 方向入力
2F 隅柱（X1-Y1）
図6

2F 中柱（X2-Y3）

Taft 入力時の ny - |mc|の相関関係（12 層骨組）
（向出研究室）クランプ接合部の滑り耐力に及ぼす局所変形の影響に関する研究
218－901ナム

ブンサラン

１． はじめに
太陽光発電パネルは基礎と架台の上に設置される。クランプで固定された単管パイプで構成された架台の上に太陽光発電パネルが設置される場合があるが、この場合の架台は様々な構造形式で構成される。クランプで締め付けられた単管パイプのほか、高力ボルトで締め付けられたL型
鋼やH型鋼、溝型鋼で構成される場合もあるが、比較的にコストが高い。一方、クランプで締め付けられた単管パイ
プは曲げ耐力が小さいうえ、軸方向に偏心荷重を加えることにより、クランプとの接合部で滑りが生じることになる。
本論文では汎用解析ソフトABAQUSを用いて、８節点６面体
要素による弾塑性数値解析を行い、偏心荷重の有無によるすべり耐力の変化、およびボルト締め付け時の弾性パイプと弾塑性パイプの局所的な食い込み変形の影響を検討する。パラメータは偏心距離とパイプの材料特性とする。

するため、実態と同程度の複数偏心量として、パイプの中心点からY方向に40mm、56mm、72mmの3パターンでz軸方向の偏心荷重をかけた。無偏心を含め、計4パターンになる。
偏心ありのモデルでは実際のクランプでは二つの部品があるが、本論文では片一方のクランプの滑り耐力を検討す
るため、もう一つの部品は剛体化した。
以下の図1、図2は各解析モデルを示し、表1に具体的なモデル名と偏心距離を示す。
載荷点
載荷点
X

Z

Y

2. 三次元数値解析
数値解析では汎用ポリポストシステムHYPERMESHを用いて簡素化したクランプのモデルを作成し、汎用解析ソフト
ABAQUSを用いて解析を行った。実際のクランプの締め付ける部分をモデル化するために、ボルトを作成し、片側にナットとワッシャーを付け、ナットとワッシャーがない側には厚い板のような補強を加えた。クランプを締め付けるた
めにボルトに初期張力を導入するが、そのボルトの変形には着目しないため、ボルト、ナット、ワッシャーは弾性体とした。さらに、ボルトはクランプと一体化した。ボルトはM10ボルトを使用し、締め付けるためにT=15KNの初期張力を導入した。パイプはSTK400クラス程度の鋼材の弾塑性体を想定して材料設定を行った。比較する為に弾性体パイ
プのケースも設定して解析を行った。また、クランプはパ
イプと同程度の弾塑性として設定した。クランプの内側とパイプの外側の接触面には静摩擦係数0.3した。無偏心載荷ケースでは、図1で示しているようにクランプの円周方向に3㎜厚の鋼体を2か所挿入して、変位制御で載荷を行った。汎用ポリポストシステムHYPERMESHのCONTACTPAIRの機能で接触面を作成した。さらに、パイプの両端部を固定した。
本論文では2つのパターンのモデルを作成した。一つ目
は実際のクランプに対して、詳細な形状を無視した簡素化
解析モデルで、材料を弾性体にして、後述の弾塑性モデルとの比較で局所塑性変形の影響を検討するものである。二つ目は上記の簡素化した解析モデルに対して、パイプの材
料特性を変更ることにより、ボルトを締め付け、つまり初期張力を導入する荷重ステップで単管パイプに局所的な食い込み変形が生じる。この局所的な食い込み変形が滑り耐力に与える影響について検討する。太陽光架台のメイン部材となる単管パイプの接合部では、クランプのサイズに起因する軸方向荷重の偏心が生じ、この偏心の影響を検討

図 1 無偏心モデル

図 2 偏心ありモデル

表１ パラメータ一覧
モデル名
A1
A2
B1
B2
C1
C2
D1
D2

偏心距離
0mm
0mm
40mm
40mm
56mm
56mm
72mm
72mm

パイプの材料特性
弾性体
弾塑性体
弾性体
弾塑性体
弾性体
弾塑性体
弾性体
弾塑性体

3. 解析結果とその考察
汎 用 解 析 ソ フ ト ABAQUS で 解 析 を 行 い 、 そ の 結 果 を
HYPERVIEWで確認した。本論文はこれらのパイプの変形性状を考慮して解析結果によりボルト締付け時のパイプの
局所的な食い込み変形を検討するために、弾性及び弾塑性
パイプの上に1点の変位を算出した。さらに、無偏心モデルの作成にあたって、滑りの指標として多少の弾性変形が含まれている載荷点、つまり変位制御の目標変位を滑り量として採用した。偏心ありモデルの作成にあたって、パイプの外側とクランプの内側はCONTACTPAIRの機能で接触されたが、解析結果により、降伏に到達した後、この接触面は接触されず、離間の状態となった区間(面積)は、全体の接触面に占める割合が大きくなった。本論文では、クラン
プとパイプがまだ接触しているところから滑り量として、
複数パイントの変位量の平均値を採用した。この滑り量を算出場出場所は具体図4の中で示す。
図3の解析結果により、弾塑性体のパイプと弾塑性体のパイプを比べると、食い込み変形が1.65倍上昇すること

が分かった。さらに、弾性体はクランプの滑り後に変形が元の状態に戻ることに対して、弾塑性体の場合は、クランプの滑った後に変形がはっきり残っていることは確
認できた。
1.3

と、上端と下端の滑り耐力はほぼ変わらないことが分かった。
表3 滑り耐力一覧
モデル名
A1
B1
C1
D1

1.2
1.1
1.0

食い込み変形(mm)

耐力が低下したことが分かった。また、図5と図6を比べる

0.9
0.8
0.7
0.6
0.5
0.4
0.3

弾塑性パイプ
弾性パイプ

0.2
0.1
-0.1
0.2

0.4

0.6

0.8

図6
31.6KN
24.6KN
23.4KN
22.7KN

モデル名
A2
B2
C2
D2

図7
20.3KN
16.5KN
15.0KN
14.7KN

図5と図7を比べると、滑り耐力が低下したことが分かった。

0.0
0.0

図5
31.6KN
24.6KN
23.4KN
22.7KN

A1とA2を比べると、滑り耐力が0.64倍低下した。偏心ありモ

1.0

時間(s)

図3 食い込み変形
表2 ボルトの締め付けによって生じる局所変形一覧
パイプの材料特性
図3
弾性体
0.78mm弾塑性
1.25mmデルにB1とB2を比べると、滑り耐力が0.67倍低下し、C1とC2を比べると、滑り耐力が0.64倍低下し、D1とD2を比べると、滑り耐力が0.65倍低下したことが分かった。パイプの材料特性を変えることにより、滑り耐力は平均で0.65低下したことがわかった。以下の図9,図10,図11,図12に滑り耐力を示す。
40

50

35
30
25

30

20

A1
A2

滑り耐力(KN)

図 5,図 7

滑り耐力(KN)

40

20
15

B1
B2

10

10
5
0

0

-5

0.0

図 6、図 8

1.5

2.0

0.0

0.5

1.5

2.0

40

35
35

り量として採用した変位(若干弾性変形を含んでいる)が急た。他のモデルにも同じ方法で滑り耐力を算出した。その滑り量―荷重関係は以下の図6、図7、図8,図9に示す。すべての滑り耐力は表3にまとめた。

25

25

滑り耐力(KN)は子の滑り量=0.06mmのところの荷重を滑り耐力と見なし

3030

滑り耐力(KN)

激に増大したところ、滑り耐力として計上する。具体的に

20
15

C1
C2

10

20
15

D1
D2

10
5

5
0

0

-5

-5
-0.2

0.0

0.5

1.0

滑り量(mm)

50

50

1.0

滑り量(mm)

図9A1とA2の滑り耐力の比較 図10B1とB2の滑り耐力の比較

モデルD2の変形性状

滑り耐力については、例えば図8のD2モデルでは、前述の滑

1.5

2.0

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8

1.0

1.2

1.4

1.6

1.8

滑り量(mm)

図11C1とC2の滑り耐力の比較 図12D1とD2の滑り耐力の比較
40

30

20

A1
B1
C1
D1

10

滑り耐力(KN)

40
滑り耐力(KN)

1.0

滑り量(mm)

図4

4．まとめ

30

20

A1
B1
C1
D1

10

0

0
0.0

0.5

1.0

1.5

0.0

2.0

0.5

1.0

1.5

2.0

滑り量(mm)

滑り量(mm)

図5 弾性体パイプの上端内側 図6弾性体パイプの下端外側
35

35

30

30

25

25

20

20

15

A2
B2
C2
D2

10
5

滑り耐力(KN)

滑り耐力(KN)

0.5

15

5

0

0

-5

-5

0.0

0.5

1.0

滑り量(mm)

1.5

2.0

A2
B2
C2
D2

10

0.0

0.5

1.0

1.5

2.0

滑り量(mm)

図7弾塑性体パイプの上端内側 図8弾塑性体パイプの下端内側
図5、図7の解析結果により、偏心距離が増大すると滑り

本論文では接触を考慮した数値解析で滑り耐力を検討した結果、偏心距離が大きくなると滑り耐力が低下する傾向がみられた。さらに、パイプの材料特性により、局所的な食い込み変形が滑り耐力に大きな影響が与えたことが分かった。弾塑性体パイプの結果に比べ、弾塑性弾塑
性体では大きな局所変形が生じたが、滑り耐力が小さくなる。
参考文献
1）日本構造協会編：わかりやすい鉄骨の構造設計（第四版）、2009年技報党出版
2）樽谷将司：「クランプのすべり耐力に関する研究」、
大阪工業大学2018年度卒業論文
3）八田幸大：「偏心荷重を受けるクランプ接合部の滑り耐力に関する研究」、大阪工業大学2019年度卒業論文
4) ジャネットミカエラスチプット：「クランプの滑り耐力に関する研究」、大阪工業大学2021年度卒業論文(林研究室)

接合金物としてアングルを用いた接合部の復元力履歴特性に関する研究
復元力履歴モデルの精度検証
216-030
１． はじめに小川源斗

表 2 試験体名及び使用鋼材の寸法(mm)

本研究では、従来の溶接接合にデメリットがあるため、半剛接合部であるアングル接合に着目し、補剛の有無を考慮した既存の載荷実験結果を利用して接合部の荷重−変形関係を検討することによって、履歴モデルの精度を検証する。具体的には、昨年度に提案された変動丸み係数を用いた履歴モデルに対して、各履歴ループの最大変位時荷重を
実験時の実測値に合わせることでスケルトンによる誤差を完全に排除して、除荷履歴の提案式による誤差(精度)を

TA-100N検証する。また、実験の実測結果を用いてスケルトンをバ
イリニア型、トリリニア型にすることで骨格部分の誤差を含めた場合の誤差を検証する。
２． 既存の研究結果
復元力履歴特性の既存の実験データの概要について以TA-100S

下に示す。試験体は、補剛アングルの有無をパラメーターとした 4 種類の試験体であり、図 1、2 に試験体の概要、表

図 2 TA−100 試験体概要
３．復元力履歴モデル

1、2 にいずれの試験体の使用鋼材や寸法、括弧内はフラン

本論文では、昨年度に提案されたモデルを踏まえエネル

ジの板厚の実測値を示す。表 1 にある TA−70N は無補剛のギー吸収能力などの評価精度を向上させる改良を試みる。

試験体、TA-70S は補剛アングル(板厚 12mm)、調整板(12mm)

基本モデルとしてスケルトン部分にバイリニア、履歴部分を使用し、柱フランジの面外補剛を行った試験体である。

には Ramberg-Osgood 曲線を適用した復元力履歴モデルで載荷方法は水平方向への繰り返し載荷とした。載荷プログある。履歴部分の丸み係数は昨年度の変動丸み係数 r₁を使ラムとして±5mm、±10mm、±20mm、±40mm、±60mm、±80mm、用する。各ループの最大変位をδmax、降伏変位をδｙと置き、±100mm、±120mm を各２回行った。表 2 にある TA-100N は

基準丸み係数を r₀として、変動丸み係数式を以下に示す。

無補剛の試験体、TA-100S は補剛アングル(板厚 15mm)と調整板(12mm)を使用し、柱フランジの面外補剛を行った試験( ) = 0.04 ( δy ) + 0.71体である。TA-70 と同様の載荷プログラムを採用しており、復元力モデルの履歴部分は上記の Ramberg-Osgood 曲線と各ループの振幅は±4mm、±8mm、±16mm、±32mm、±48mm、直線の組み合わせで構成されているが、切り替えのポイン±64mm、±80mm、±96mm、±112mm を各２回行っている。

トである中間経由点の位置については、目標変位までの変表１試験体名及び使用部材の寸法(mm)位区間長さの 2/3 の位置に定め、除荷点から中間経由点ま

r₁

δmax

r₀

(1)

では上記の曲線を、残りの 1/3 は直線で設定する。中間経
由点を探す丸み係数を「r’=0.7r₁」として固定する。スケ
ルトンの弾性勾配(初期剛性)および除荷勾配の設定値について、実験の実測データから得られた表３に示す弾性勾
配の値を使用する。このようなバイリニア、トリリニアのスケルトンを含めた履歴モデル精度の検証のほかに、本年度の研究として、各ループの圧縮側、引張側の最大変位点
TA-70N(各ループの除荷点)をそれぞれ実験値に合わせたケースも設定し、除荷履歴のみの精度も検証する。図３、４はこのような除荷履歴のみの検証ケースの結果を示している。
図５はその時のエネルギー吸収量の比較を示す。TA-70N 試
験体のエネルギー吸収量は過大評価と過小評価の相殺に

TA-70S
図 1 TA-70 試験体概要

より昨年度よりわずかに悪化したが、ループを見ると実験値との誤差(ずれ)が少ないと言える。

表３各試験体の弾性勾配
試験体名

弾性勾配
(kN/mm)

TA-70N

0.91

TA-70S

1.16

TA-100N

2.3

TA-100S

2.8

図 3 除荷履歴ループ(前年)

図 4 除荷履歴ループ(本年)図 5 エネルギー吸収量

図 6 モデルのスケルトン部分

図 8 除荷履歴ループ(バイリニア)

図 7 モデルのスケルトン部分

図９除荷履歴ループ(トリリニア)

表４各試験体のパラメーター

図 10 エネルギー吸収量４．骨格部分の影響

５．まとめ

骨格部分はバイリニアで表現しているが、降伏点の周辺

正載荷、負載荷の除荷点をそれぞれの実験値に合わせ、で大きく誤差が出ている点に着目し、より実験値に近づけスケルトンの影響を完全に排除した結果、履歴モデルのルられるトリリニア型のモデルを検証する。各試験体の復元

ープ自体は高い精度を示した。バイリニア型のモデルでは、力モデルのスケルトン部分のパラメーターを表４に示す。

スケルトンによる誤差を含んだにもかかわらず精度の良なお、このときの丸み係数の値は 3.1 とする。図 6.7 に TA-

い結果となった。トリリニアにすることでスケルトンの実

100N 試験体のモデルのスケルトン部分を示す。図 8.9 にそ験値との誤差を抑えた結果、降伏後の大変形ループでの精

れぞれの除荷履歴ループを示す。図 10 はこの除荷ループ度が良くなった。

のエネルギー吸収量を示している。バイリニア型モデルで［参考文献］ １)野上、室野：S 字型履歴曲線を有する土の非線形モデルとその標準パラメータの設定、第30 回土木学会地震工学研究発表会論文集、2009 ２) 林、吉武、梶
本：高力ボルトとアングルを用いた柱はり半剛接合部に関する研究 その3 履歴モデル、日本建築学会近畿支部研究報告集、2021（林研究室）

は、骨格部分の誤差を含めたにもかかわらず、精度の良い結果となった。トリリニア型のモデルは降伏後の大変形ループにおいて精度がよくなった。

コンクリートの凍結時における不凍水圧とその変形に関する解析的研究
217-014

今本

大樹

0.14

1.はじめに凍結時の未凍結水の水圧作用は，1940 年代に P･C･パ
年では，2010 年代に，名和らが，パワーズの不凍水圧式を取り込んでの凍結融解時の内部圧力と変形挙動の予測モデルを文献 1)等で発表し，2015 年に第 43 回セメント

氷の体積分率φc

ワーズが提唱し，凍害の基本劣化機構と認知された。近

0.12
0.1
0.08

回帰式φc=0.141･TS／(TS+3.6)
TS[℃]=結氷温度[℃]－温度[℃]
文献値の結氷温度－1.8℃

0.06
0.04

0

本研究は，この名和らの一連の研究での内部圧力とひ0

5

スンらの提案式を引用して，凍結融解時の内部圧力 PFを評価した。また，2010 年のスンらも引用している 2008
年のコーシーのひずみ式を引用して変形挙動を記述した。
PF  PH  PA  PL , PH    1.09  1   dw f  dT   L, rb 
3 k s  dT dt
c,
PA   S iv  T0  T  PL  1  c   Siv  T0  T 
2
1
2 
F 

 PF   temp , temp  temp    T
3  K P 1   
ここに，PH：不凍水圧[Pa], η：細孔液の粘性係数[Pa･sec], k：
浸透率[m2], s：飽水度, dwf/dT：凍結時の凍結水量の温度変化[(m3/m3)/℃], dT/dt：昇降温速度[℃/sec], 影響半径 rm でのΦ(L,rb)：流水面積[m2], L：気泡間隔係数[m], rb：不飽和細孔の平均半径[m], rm：影響半径で L＋rb[m], PA：結晶化圧[Pa], φc：氷の体積分率, ΔSiv：氷の融解エントロピー[Pa/K], T0：バルク氷の凍結温度[℃], T：凝固点降下度[℃], PL：吸引負圧[Pa], α：セメント硬化体の熱膨張係数[1/℃], φ：空隙率, KP：セメント硬化体の体積弾性係数[Pa], εF：内部応力によるひずみと温度ひずみεtemp の和。

15

ずみεF 式は，φ＝0.2432, KP＝12.72×109[Pa], αは水中凍結融解試験の常温時の温度とひずみの関係を適用，となる。それで，Φ(L, rb)が具体的に表示されていない
が，パワーズ式から次になる。
rm  L  rb

5
0

文献値

‐5

回帰範囲

‐10

線形 (回帰範囲)

‐15
‐20
10000

20000

3

2

2

30000

40000

水中凍結融解試験の時間 [sec]

図 2 水中凍結融解試験での昇降温速度 dT/dt の同定結果
0.00001
0.000005
0‐0.000005‐0.00001‐0.000015

文献値‐0.00002

回帰範囲‐0.000025

線形 (回帰範囲)‐0.00003

y = 0.0000032005 x ‐ 0.0000529743
R² = 0.9695394801‐0.000035‐0.00004
0

5

10

15

20

水中凍結融解試験時の0.0025[℃/sec]の温度 [℃]

図 3 水中凍結融解試験での常温時の温度とひずみの関係
0.000140.000120.00010.00008
0.00006
0.00004
0.000020‐0.00002‐0.00004‐0.00006‐0.00008

文献値
0℃で歪0換算
温度歪(熱膨張率
3.2x10^‐6[1/℃])
内部圧力の歪‐25 ‐20 ‐15 ‐10 ‐5rrr
L3 3  L22
 L, rb   m  b  rm  m  
rb
rb
2
2
2

40

y = ‐0.002467 x + 21.633218
R² = 0.996561

100

水中凍結融解試験のでひずみ1200000 [Pa/K], φc が低温 DSC 測定による実験値。ひ

35

‐25

0.0167[℃/sec], L＝0.31×10-3[m], rb＝0.05005×10-3[m],[Pa･sec/m2]。結晶化圧 PA と吸引負圧 PL 式は, ΔSiv＝30

20

不凍水圧 PH 式は，s＝0.96, dwf/dT＝Δwf/ΔT＝(－3.585

η/k が実験値に合うようチューニングして 4.9×1017

25

25

文献から読み取った解析に必要な諸定数は，次になる。
×10-4･T2－0.0236･T)/ΔT, 低温 DSC 測定時の dT/dt＝20

結時の氷の体積分率φc の回帰結果
水中凍結融解試験の温度 [℃]

式 PH とともに，結晶化圧 PA と吸引負圧 PL を 2010 年の

15

図 1 低温 DSC 測定時の dT/dt＝0.0167[℃/sec]による凍

水中凍結融解試験のひずみΔL/L

名和らの文献 1)では，1940 年代のパワーズの不凍水圧

10

低温DSC測定時の0.0167[℃/sec]による(結氷温度[℃]－温度[℃])＝TS [℃]

ずみの予測モデルの取扱いに幾つかの問題点があること
2. 名和らの凍結時の不凍水圧と変形のモデル概要

回帰式

0.02

協会論文賞を受賞の優れた凍害研究と認識されている。

を見いだしたので，これらの検討結果を報告する。

文献値

0

5

10 15 20

水中凍結融解試験時の0.0025[℃/sec]の温度 [℃]

図 4 水中凍結融解試験での 1 サイクル目の凍結終了までのεF からεtemp を差し引いた内部応力のひずみ

0.001

る凍結時の氷の体積分率φc の結果が文献中に図示され800.000860

0.0006400.0004200.00020

0ており，この結果を読み取り，次の回帰関数式を作成した。図 1 に回帰結果を示す。過冷却による結氷温度－1.8℃で氷が形成される結果から，回帰は，結氷温度－温度＝TS として実施した。
回帰式   0.141   1.8  T c 1.8  T   3.6‐20‐0.0002‐40‐0.0004‐60‐0.0006‐40 ‐35 ‐30 ‐25 ‐20 ‐15 ‐10 ‐5

3. 名和らの凍結時の不凍水圧と変形挙動の解析結果と不凍水圧PH
結晶化圧PA
吸引負圧PL
PA+PL
PH+PA+PL

ひずみ100

内部圧力 [MPa]また，低温 DSC 測定時の dT/dt＝0.0167[℃/sec]によ0

低温DSC測定時の0.0167[℃/sec]による温度 [℃]

問題点の検討3.1 熱膨張係数αと水中凍結融解試験の dT/dt の検討

図 5 文献による内部圧力 PH, PA, PL とひずみの解析結果
0.0005

文献には，水中凍結融解試験での 1 サイクル目の凍結

0.0004

終了までの時間，温度，
ひずみの変化が図示されている。

0.0003αを同定した。また，そもそもひずみの実測結果は，水中凍結融解試験での結果になる。このため，昇降温速度

ひずみ

これを読み取り，文献中に明示されていない熱膨張係数

0dT/dt が低温 DSC 測定時の dT/dt＝0.0167[℃/sec]によるが，水中凍結融解試験の結果を同定した。さらに，実測‐0.0002

ひずみεF を 0℃でひずみ 0 にキャリブレーションして，‐0.0003

ひずみ

0.0003ひずみεF 解析では，著者らが実験値に合うようチュー
ニングしていたと考えられ問題である。
3.3 不凍水圧 PH の昇降温速度 dT/dt の対応
ひずみεF は，水中凍結融解試験から得られた結果である。低温 DSC 実測から得た氷体積分率φc は，不凍水
圧 PH の算定では適用していない。このため，不凍水圧
PH によるひずみは，水中凍結融解試験の昇降温速度
dT/dt を適用するべきである。図 8 に，不凍水圧 PH 式で，dT/dt の変化結果を示す。図中の最小の結果が，本来の結果であるべきで，この場合，実測のεF との整合はかなり困難で，モデルの精度は良くない結果と考えられる。

温度歪εTemp(熱膨張率21.5x10^‐6[1/℃])εF=εP+εTemp
0℃歪0換算文献値‐0.0003
‐40

‐30

‐20

‐10

0

10

20

低温DSC測定時の0.0167[℃/sec]による温度 [℃]

図 7 ひずみεF 結果に合う熱膨張係数αの修正結果
飽水度s=0.96での不凍水圧PH [MPa]果を得た。内部圧力の結果が文献値とほぼ同じのため，

文献値に従った内部
圧力の歪εP‐0.0002

ずみεTemp を加えたひずみεF の解析結果を示す。ひずみ

張係数α＝21.5×10-6[1/℃]で，文献値εF とほぼ同じ結

200.0001

この内部圧力の解析結果を踏まえて，図 6 に，温度ひように熱膨張係数αを修正した結果を図 7 に示す。熱膨

100

みは，内部圧力の比例で得られていることがわかる。

このため，文献値で図示されているひずみ結果に合う

0‐0.0001

適用されたものと同じだったことがわかる。また，ひず

整合しなかった。

‐10

0.0002

示されていて，解析に適用した各種パラメータが文献ではその実験の同定値を適用したが，ひずみεF の結果は

‐20

0.00050.0004は，水中凍結融解試験で実測されており，熱膨張係数α‐30

図 6 内部圧力の解析結果を踏まえたひずみεF 解析結果

3.2 内部圧力とひずみの検討の解析結果を示す。内部圧力は，文献にも同じ結果が図0℃歪0換算文献値

低温DSC測定時の0.0167[℃/sec]による温度 [℃]＝0.0025[℃/sec]になった。
図 5 に，文献に従っての内部圧力 PH, PA, PL とひずみ

εF=εP+εTemp‐40

温度ひずみεtemp を差し引いた内部応力でのひずみを分係数α＝3.2×10-6[1/℃]に，水中凍結融解試験の dT/dt

温度歪εTemp(熱膨張率3.2x10^‐6[1/℃])

0.0001‐0.0001

離表示した。これらの結果を，図 2～4 に示す。熱膨張

文献値に従った内部
圧力の歪εP

0.0002100

昇降温速度
dT/dt [℃/sec]

80
60

dT/dt=0.0025

40

dT/dt=0.005

20

dT/dt=0.0075

0dT/dt=0.01‐20

dT/dt=0.0125‐40

dT/dt=0.0167

‐60
‐40

‐35

‐30

‐25

‐20

‐15

‐10

‐5

0

温度 [℃]

図 8 不凍水圧 PH 式での dT/dt の変化結果
4. まとめパワーズの不凍水圧 PH は，凍害劣化の要になる重要項目になるが，いまだにその適切な予測モデルは確立されていないことがわかった。
参考文献 1) 堀江諒, 新枦雄介, 栗山広毅, 名和豊春：凍結融解時の収縮低減剤混和ｾﾒﾝﾄﾍﾟｰｽﾄの膨張収縮挙動の予測,ｾﾒﾝﾄ･ｺﾝｸﾘｰﾄ論文
集, Vol.68, pp.442-449, 2014
（中村研究室）建築人間工学からみたデザインに現れる右・左の影響に関する研究
217-054
１．研究の目的・社会背景

小坪 宏充

合理的な理由から、左右反転型の建築が設計されること

右と左は、対をなす反対の概念として、自然現象、物理がある。集合住宅やホテルの基準階では、同じタイプの住現象、生物の形態・生態に現れ、幾何学では最も基礎的な戸や客室が並ぶ場合、設備配管類を隣戸・隣室と兼用し集概念である。また、人体においても身体構造、行動・動作、約するため、左右対称平面を併置することがあるが（図 2）、

利き手などにおいて左右の違いがみられる。右・左の概念

左右対称が目的化したと思われる建築もある（図 3）。

は、人間の行動においては右回り・左回り、右利き・左利きを考慮した動線・道具などの使いやすさ・安全性などに関係し、都市計画や建築においては街区の形状、棟配置、室配置において、特に左右対称という形で具現化される。
一方、右と左が影響しているものに、右利き者を前提とているデザインが多い。左利き者に対するデザイン上の配
晴海高層アパート

慮はいまだ不十分である。

ワンルームマンション

図 2 集合住宅の左右反転住戸

本研究は、まず既往の研究・文献・インターネットから
右もしくは左の概念が影響している事例を収集し、そのなかから特に人間の生活や建築デザインにおいて右・左の違いが関わる現象や問題点を整理したうえで、共通の法則性やアフォーダンスを見いだし、右利き者、左利き者、両利
き者のいずれに対しても「わかりやすい」「便利」「安全」
なデザインを実現するための必要性を明らかにすること

図 3 ガルグバーゲンの集合住宅平面図を目的とする。なお、上記の 3 項目は、ユニバーサルデザ
インの 7 原則に合致するものであり、社会的意義が大きい

ユニバーサルデザインを想定した平面計画の例として、研究として位置づけられる。

国立競技場のアクセシブルトイレがある（図 4）。このトイ

２．右・左の事例

レは、障がい者団体の意見を採り入れて左右を反転させた

右・左に関連する多数の文献や事例の中から、右・左の2 室のブースを隣接させ、右まひ・左まひの利用者のいず収集事例の一部を紹介する。

れにも対応できるように配慮したもので、最先端のユニバ

2.1

ーサルデザインの好例である。

配置・平面・立面における左右対称

古代ギリシャは、左右対称で合理的幾何学性のあるものに価値を見出し、美しさの基本としての調和、安定、合理性が受け継がれた。中国では無秩序な自然を人間の観念によって秩序づけて、支配しようとしたといわれる。
日本でも、神社の本殿や寺院の本堂、国会議事堂（図 1）などの例があるが、非対称な建築も多い。日本人の渡来文
明に対するコンプレックスから、左右対称は権威主義と結びついたため、権威の象徴になったとされる。画家の岡本［右図出典］：クローズアップ現代＋「目指せ！世界標準のバリアフリー
東京 2020 大会の先へ」（NHK 2011.9.8 放送）

図 4 片まひ者等に配慮した新国立競技場のアクセシブルトイレ

太郎によると、日本人の美意識の根底には、縄文式土器の「驚くほど激しい」隆線紋の力強さと非対称があるという。

2.2

階段の回り方向

階段は左回りのほうが早く下りられるため、避難階段は左回りに降りるように設計するほうがよいとされるが、住宅の階段は位置やスペースが限られるので、登りきりの位置で回り方向が決まる。
2.3
図 1 帝国国会議事堂正面図

螺旋構造の階段・スロープの回り方向

螺旋構造の階段・スロープを有する構築物には、螺旋が

外壁側を回るタイプ（螺旋式のミナレットなど）と内部空

前提にデザインされたものは、左利き者にとって使いづら

間を回るタイプ（グッゲンハイム美術館など）の 2 種類がいという声が挙がっている。このほかにも右ねじなどの手あるが、前者では右巻（左回りに上る）の事例が多い。そ首をひねる行為や、体をひねる行為を強いられることも挙の理由として、以下の二つがあげられている。

げられる。実際に、左利き者の多くが大変であると言われ①右巻きの螺旋は、脳の中で螺旋の巻と上方への強い運動ている駅の自動改札口を通るときも体をひねる行為が含性の方向との特別な関係が刷り込まれている。

まれている。

②右利き者は、壁を横にして座る場合に左に壁があるほう

４．まとめを好むように、左に壁がある螺旋を上るほうを好む。

4.1

現実には、周辺環境、立地、機能上の要求、設計者の明デザインにおける「右・左」の事例の体系的分類

本稿では示せなかったが、「右・左」の概念を整理したう

確な意図などにより、左巻の螺旋構造も存在する。

えで、「習慣・制度における右・左」、「芸術・文化における

2.4

右・左」、
「建築・都市の配置における右・左」、「反転平面」、

右利きを前提とした教育

左利き者に、右利きを前提とした動作や道具の使い方を「階段・昇降路における右回り・左回り」、「右勝手・左勝

教えるのは、教える側も教わる側も混乱するが、鏡会わせ手」、「視点」「右側通行・左側通行」、「右回り・左回り」、のように正面に立って見せて教えるなどの方法で対処可「右折れ・左折れ」、「描画にみられる右・左」、「右利き・能である。また、ユニバーサルデザインの普及の観点から、

左利き」、「動作のステレオタイプ」「位置関係」の事例を網

両利き用の道具の開発・普及が望まれる。

羅的に体系化した。

小学校の普通教室は、黒板に向かって左側に自然採光窓

4.2

ユニバーサルデザインへの条件をとるのが原則である。これは、右手で文字を書くときにユニバーサル化への必要条件に繋がる共通点は、「右手、自分の手が影になり紙面が見にくくなることを避けるた

左手のどちらでも使いやすい・持ちやすい」、「使用時に体めである。だが、人工照明技術の進歩や教室周りの平面・や手首をひねる必要がない」ではないかと考えられる。前断面計画の工夫などにより、窓側と廊下側の照度差を小さ

者は、スタンレー・コレン著の「左利きは危険がいっぱい」

くできれば、上記の原則は緩和される。

によると、右利き用・左利き用を揃えた時よりもコストの３．右利き・左利きに関わる考察と関連する事例

節約ができ、使い分けのややこしさがなくなるとある。ま現在の社会は右利き者に有利にできており、左利き者にた、株式会社良品計画が行ったアンケートには多くの人がとって住みにくい・使いにくい環境にある。ここでは、こ「シンプルでユニバーサルなデザインを開発してほしい」の問題について「安全―危険」と「便利―不便」の観点かとある。後者について、体をひねる行為は近くの腕を使うらの考察を述べる。

より体を使い、移動しながらの場合は前が見づらくなる。

3.1

手首をひねる行為については、両手首とも最大のひねり角

安全－危険階段やエスカレータの片側通行や片側空けのルールは、度が内側で 180 度、外側は 90 度になるため、右手か左手

地域や場所により異なるが（図 5）、使える、使いやすい手

かでひねる回数が変わる。

の側が片空けになっていると、とっさの時に手すりやベル

4.3

トをつかめず、不安や危険が大きい。

今後の展開「使用時に体や手首をひねる必要がない」をもとに考えると、建築計画からも対策できる可能性がある。具体的には、ドアノブを引くだけで開くものにする、階段の手すりを両側に設けるなどが挙げられる。
4.4

まとめ

1)建築・都市空間の一部のデザインが、状況によっては左利き者や片まひ者にとって危険もしくは不便な環境に左空け（南海難波駅）

右空け（JR 新宿駅）

図 5 地域により異なるエスカレータの片空けルール

なっていることを示した。
2)右利き・左利きの両方に対応するデザインは、右まひ・
左まひなどの人に対応しうる可能性が見出された。今

片刃の刃物は利き手に合った規格でなければ切れにく
く、合わないものは危険であると言われている。
また、利き手とそうでない手の筋力差が大きいと、チェーンソーなど重量のある道具類を使用するとコントロー

後は、スマートウオッチのように、右利き・左利きのどちらにも対応する設定が可能なデザインの開発が望まれる。
3)調査すればするほど新たな事例が相次いで見出され、ルがしにくく、ケガが起きやすくなると考えられる。

網羅するには程遠い状態であるため、引き続き事例収

3.2

集に努める必要がある。

便利－不便

急須、定規、レードルなどのように、右利き者の使用を（吉村研究室）回転摩擦溶接を用いた継手を有する水平ハンチ梁の構造性能に関する実験的研究(その１

施工試験および継手引張試験)
217068

1. はじめに本章では，梁継手載荷実験のために設計されたプラグ径

篠田瑛一朗の隙間や側面スリットに変化が生じるが，溶着径では変化が小さい．

(先端径φ19 及びφ21)では，使用した圧接機の制約により，以上の結果に基づいて，以後の圧接条件を決定する．プ

所要の面圧で圧接した際の溶込み状況やその構造性能は

ラグ面圧は，60MPa を採用する．目標溶込み長さは，複数確認されていない．

のプラグを近接して設計する際，バリが隣接孔にはみ出る

梁の曲げせん断載荷実験に先立ち，使用予定のプラグと同条件で摩擦圧接した際の施工試験及び継手引張試験に懸念があること，回転停止後に概ね 1.5mm 程度の溶込みが期待できることから，7.5mm を採用する．

ついて述べる．
表 1 圧接条件一覧

2. 施工試験
2.1 試験計画
施工試験に使用する試験体の形状及び寸法を図１に示す．プラグは，プラグと添板のクリアランスが外面に向かって拡がっているのは，空気や圧接によって生じるスラグ

鋼種

使用箇所

σy
(N/mm2)σu(N/mm2)

PL-12(SN490B)ロット A

母材・添板（施工試験片・継手引張試験片）
フランジ・フランジ添板（試験体 J14・N）

332

498

PL-12(SN490B)ロット B

フランジ・フランジ添板（試験体 J12）

347

523

PL-9(SN490B)ロット A

ウェブ，ウェブ添板，（試験体 J14・N）

351

506

PL-9(SN490B)ロット B

ウェブ，ウェブ添板，（試験体 J12）

356

521

φ30(SNR490B)

プラグ（全試験体）

317

499

が孔から排出されやすいことを意図している．この点は，後述の継手引張試験ならびに梁継手実験でも同じ条件としている．使用する材料の引張試験結果を表 2 に示す．

（注）降伏強さ σy は，下降伏点の値を用いている．

圧接の条件は，プラグ底面の径（φ19，φ21）
，プラグ底

70

面の面圧（50，60 N/ mm2）
，プラグの目標溶込み長さ（6，35押付け力を一定時間（5m00s）保持した後，除荷して圧接を完了する．このため，試験体 9〜11，12 は，同条件での試験体数が 2 で統一されていない．これらをワイヤー放電

φ20
φ25

図１底面接触部の寸法

70

35
35

15

φ19

35

21.5

φ23

溶込み長さに達した段階でモーターを停止させる．その後，12定値（3000 rpm）に達してから，押付けを開始し，所用の129mm）であり，同じ条件で 2 体ずつ施工する．回転数が設

21.5

図 2 プラグ底面加工により十字に切断し，直交 2 断面の接合状況を目視により確認する．
2.2 試験結果
施工試験の結果として，試験結果一覧を表 1，切断面の状況を写真 1 に示す．同図表中の溶着径とは，プラグ底面位置において，母材と添板の間のスリットや未溶着がなく範囲をノギスにて計測し，それにワイヤー放電加工による切り代 0.3 mm を加えた値である．
まず，溶込み長さについては，目標溶込み長さ到達直後に回転を停止しても，押付け力を保持する 5 分の間に，プ

試験体 8(φ19)

試験体 6(φ19)

試験体 2(φ21 )試験体 10(φ21)

ラグが 1.1〜2.0mm 程度さらに溶け込んでいることがわかる．
全体を通して確認された未溶着としては，プラグ底面と添板テーパー孔の入隅部の間に隙間（以下，入隅部の隙間）が発生することが多い．これとは別に，添板テーパー孔の側面に沿ってスリット状に未溶着（以下，側面スリット）が生じているものもある．
この結果から，溶込み長さやプラグ面圧によって入隅部

写真 1 施工試験の切断面

表 2 施工試験片観察結果一覧
圧接条件

により実験値の下限を評価できていることがわかる．この

計測結果

試

プラ

プラグ

⽬標溶込

実溶込み

溶着径

験
体

グ径

⾯圧

み⻑さ

⻑さ

(mm)

(MPa)

(mm)

(mm)

1

φ19

50

9.0

―

2

φ19

50

9.0

10.4

3

φ19

60

9.0

4

φ19

60

5

φ21

50

6

φ21

7

φ21

8
9

プラグは，既述のとおり，溶込み長さが不足していたこと

未溶着
C

S(mm)

が施工後に判明したプラグである．また，qpu1/qpu = 1.00 と19.20×19.50

2―

なった 1 本のプラグを除き，qpu1/qpu が 1.33 以上となって19.20×19.75

2―18.80×19.75

2―いることがわかる．各試験片の破面を写真 2 に示す．4 つ

11.0

9.0

10.5

18.80×19.20

2

2.0

9.0

10.5

21.80×21.75

3

50

9.0

10.8

20.00×21.55

3

―
2.5

60

9.0

10.6

20.80×21.60

2

2.3

φ21

60

9.0

10.8

21.40×22.25

1

φ19

60

6.0

7.1

19.35×19.65―
3 4.4, 1.5, 3.3

推察される．式(1)においては有効係数αが低い状態に相当

10

φ19

60

6.0

7.2

19.50×18.70

1 7.9, 8.0, 7.6, 7.8

し，耐力が小さくなったと推測される．

11

φ19

60

6.0

7.1

19.45×19.50

1 4.8, 5.4, 5.2

12

φ21

60

6.0

7.5

19.30×21.55

2の試験片のうち最も耐力の小さかった写真 2 の(b)の破面を,他の試験片と見比べると対の破面の凸凹が合致しなかったことから，プラグ底面の溶着が十分ではなかったと

表３継手引張試験結果一覧
表 2.3.3 継手引張試験結果一覧

4.3(注)未溶着は，入隅部の隙間(c)の箇所数と，側面スリット(c)の長さを記入している．

3. 継手引張試験

試験片

3.1 試験計画
前節の施工試験結果に基づき，継手引張試験では，押付φ19-a

け力がプラグ先端面圧 60 N/mm 相当，目標溶込み長さが

φ19-b

2

7.5mm という条件で圧接する．試験体の形状及び寸法は，

φ21-a
φ21-b

計算
値
qpu
(kN)
69.3
84.7

1 度目の破断
破断箇所
4

2 度目の破断

qpu1(kN)

qpu1/qpu

破断

qpu2
(kN)

qpu2/qpu

69.4

1.00

箇所
2

106.8

1.54

3

98.3

1.42

1

100.9

1.46

3

112.9

1.33

1

127.1

1.50

4

113.0

1.33

1

124.3

1.47

2 面せん断による板継手とする．プラグ及び添板の孔形状・
添板

母材

寸法は施工試験と同じであり，使用材料も同ロットの鋼材である．試験片は，プラグ底面の径 2 種類（φ19 とφ21）
それぞれ同条件で 2 本ずつとする．その他の条件は，施工試験と同様の条件で行われている.
3.2 試験結果
継手引張試験においては，いずれの試験体も，1 本ずつ 2
度に分けて破断した．このため，1 度目の破断においては，

母材

表裏 1 対のプラグで引張荷重に抵抗していたことから，荷(a)試験体φ21-a・プラグ 1
添板

重の半分がプラグ 1 本の破断耐力 qpu1 に相当し，計 4 本のプラグのうち最も耐力が小さかったプラグの耐力を表している．これを踏まえて，継手引張試験の結果を表 3 に示す．同表には，次式のプラグせん断破壊耐力の計算値を併記している．
(b) 試験体φ19-a・ プラグ 4
写真 2 継手引張試験の破面PL-12(SN490B)

4. まとめ
プラグ圧接の条件として，プラグ先端の面圧，プラグ溶

ただし，本節では，継手片側にプラグが 1 本の場合の

35
35

70

φ25

参考文献

φ20

5
22.5
270

図 3 継手引張試験片の形状・寸法

21.5

545

全ての試験体で式(1)の耐力を満足した.

21.5

35

が，残り 3 体の試験体では式(1)の 1.3 倍の耐力が得られ，

35 5 35

φ25

φ20

3 2

35

CL

145

接合後

験体では耐力の下限値を表す式(1)の耐力と等しくなった

22.5

接合前

35

4 1

CL

接合前

35

接合後

条件の下，継手引張試験を 4 体実施したところ，1 体の試

1) 加藤遼士，仮屋冬馬：回転摩擦溶接接合工法に関する実験的研究，摂南大学理工学部建築学科 2020 年度卒
業論文，2021.2(向出研究室)

プラグ底面φ19用施工試験片（数量１２）270

み長さを 7.5mm にして圧接を行うことを決定した．このい場合でも，qpu1/qpu = 1.00 となっていることから，式(1)35プラグ底面φ19用継手引張試験片（数量２）

結果，プラグ先端の面圧を 60MPa にし，プラグの溶け込る．同表に基づくと，4 つの試験片のうち最も耐力が小さ

35

添板PL-12(SN490B)
母材PL-12(SN490B)

け込み長さをパラメータとした施工試験を実施した．その既往実験 1)の破断耐力の下限となるように，𝛼 = 0.85とす

21.5

𝛼：せん断耐⼒の有効係数．

35PL-12(SN490B)

Ap：プラグ 1 本の底⾯積，𝜎!" ：プラグの引張強さ，

35

(1)

70

√%

12 12 12#!"70

𝑞!" = 𝛼 𝐴!

回転摩擦溶接を用いた継手を有する水平ハンチ梁の構造性能に関する実験的研究(その２ 梁の曲げせん断載荷実験)
217-136 松山 宗平
1．はじめにをオイルジャッキにより曲げせん断力を載荷する．固定端

本実験で対象とする接合法においては，テーパー加工さ側から 800mm の位置において横補剛材を設ける．また,れたプラグ孔を摩擦圧接接合により充填する（すなわち，

試験体の形状及び寸法を図 2 に示す. 載荷履歴は，漸増交断面欠損が生じない）ため，継手を塑性化部位に隣接させ番繰返し載荷とする．まず，危険断面位置が降伏モーメン
加力点
330 危険断面
970

25

330

970
Plug: 2 20-φ20(SNR490B)

142.5 142.5
危険断面θp，±8θp，の振幅で加力点±2θp，±4θp，±62 サイクルずつ載
330970
危険断面 Plug: 2 20-φ20(SNR490B)
加力点
142.5 142.5

330

970

16016016016016016025の特徴を活かす設計例として，水平ハンチ（拡幅）梁のブ

加力点
330 危険断面 2 サイクル繰り返した後，部材角
970
ト My となる振幅でθが142.5 142.5
危険断面
加力点

290290290290290290ても接合部破断が生じにくい設計とすることができる．そ25
ラケットの梁継手を対象にすると，ブラケット長さを大幅
7 25

Plug: 2 20-φ20(SNR490B)
危険断面
加力点
142.5
荷する．142.5
θp330
は，ハンチを無視して全長ストレートと見なし
970
142.5
142.5

に短くした設計が可能となる．この際，ブラケット製作の
157 25142.5 142.5
た梁が全塑性モーメントに達した際の弾性変形角とする．
加力点
330 危険断面 Plug: 2 20-φ20(SNR490B)
970

25

Plug: 2 20-φ20(SNR490B)
Plug: 2 20-φ20(SNR490B)

580580580

その形状および寸法を図 2 に示す．なお，梁端の拡幅断面
では，危険断面が全塑性モーメント Mとなる時に，1.2

倍の耐力を有している．試験体数は 3 体で，接合部耐力をパラメータとした梁継手を有する試験体(J12，J14)が 2 体

160160160と比較対象のための梁継手がない試験体(N)が 1 体である．

ている．

330

―

290290290

160
―
PL-60
580 450(SM490A)

25

305

25

305

A

加
鉛直スチフナ970
危険断PL-12(SN490B)
加
鉛直スチフナ330
330 危険断面
970
鉛直スチフナPL-9(SN490B)
142.5
142.5
危険断
25 25 305
BH-320 160 9 12（SN490B）
PL-12(SN490B)
鉛直スチフナ
鉛直スチフナPL-9(SN490B)
Plug: 2 20-φ20(SNR490B) 330
PL-60 580 160
450(SM490A)
PL-12(SN490B)
A
142.5
142.5
BH-320 160
9 12（SN490B）
25
鉛直スチフナ
A 鉛直スチフナPL-9(SN490B)
Plug: 2 20-φ20(SNR490B)
鉛直スチフナ
BH-320 160 9 12（SN490B）
160
PL-12(SN490B)
A 鉛直スチフナPL-9(SN490B)
80
290
80
60
1300
100PL-12(SN490B)
A
鉛直スチフナ
鉛直スチフナPL-9(SN490B)
BH-320 160 9 12（SN490B）
7
BH-320
A
80
290
80
60
1300 160 9 12（SN490B）
100PL-12(SN490B)
450
1460
80
290
80
60
1300 160 9 12（SN490B）
100鉛直スチフナ
BH-320A 鉛直スチフナPL-9(SN490B)
157
A
450
1460
PL-12(SN490B)
80
290
80
60
1300
100鉛直スチフナ
A矢視図
15
60
30
155
5
1210
鉛直スチフナPL-9(SN490B)
80
290
80
60
1300
100
450
1460160 9 12（SN490B）
A
BH-320PL-12(SN490B)(b)
継手なし試験体N
305
エンドPL­フランジ間溶接
A矢視図
鉛直スチフナ60
30
155
5121025
鉛直スチフナPL-9(SN490B)
80
290
80
60
1300
100
450
1460160 9 12（SN490B）
PL-60 580 450(SM490A)
BH-320PL-12(SN490B)
450
1460
A矢視図
(b)
継手なし試験体N
25
305
PL-60
580 450(SM490A)
A
エンドPL­フランジ間溶接
A
PL-60 580 160
450(SM490A)
BH-3209 512（SN490B）(b) 継手なし試験体N
外PL-12
450
1460
A矢視図
A
160
160 8025 160
80
290
80
60
1300
100 160 320(SN490B)
160
PL-60 580
450(SM490A)
A
A
A矢視図
内PL-12 60 320(SN490B)
5図(b) 試験体の形状および寸法（size=1/15）
継手なし試験体N
外PL-12160 320(SN490B)
A
160
160 80 160
25
80
290
80
60
1300
100
160
A
(b)
継手なし試験体N
BH-320160
912（SN490B
A矢視図
内PL-12 60 320(SN490B)
4501460
図 試験体の形状および寸法（size=1/15）
80
290
80
60 (b) 継手なし試験体N
1300
100
鉛直スチフナPL-9(SN490B)
60
BH-320 160 9 12（SN490B
図
試験体の形状および寸法（size=1/15）
450
1460
A矢視図
7
鉛直スチフナPL-9(SN490B)
60
図 試験体の形状および寸法（size=1/15）
450
1460
図
(b) 試験体の形状および寸法（size=1/15）
継手なし試験体N
7
A矢視図
7
fu
fy
7
図
(b) 試験体の形状および寸法（size=1/15）
継手なし試験体N7A矢視図
77(b) 継手なし試験体N
HTB: 2 3-M20(F10T)
7
図 試験体の形状および寸法（size=1/15）
40 85 40
2PL-9 200 165(SN490B)
HTB: 2 3-M20(F10T)
A
図 試験体の形状および寸法（size=1/15）
40
85
40
A
60
1300
2PL-9
200 165(SN490B)
80
80
290
80
290
80
60
A
図 試験体の形状および寸法（size=1/15）A
60
1300
80
80
290
80
290
80
60
矢視図
矢視図
(a) A450(b) A450
!"
! !"
1460
矢視図
矢視図
(a) A450(b) A矢視図
A450
1460
A矢視図
(b) 継手なし試
A矢視図
A矢視図 B-B (a) 継手あり試験体J12・J14（回転摩擦接合継手）
PL-60 580 450(SM490A)
160

330 危険断面
鉛直スチフナPL-9(SN490B)

A

290290載荷方法は，図 1 に示すように，シアスパン L = 1300
580580580

mm の片持ち形式とする．試験体の固定端側は基礎梁に接290290

290

320
320
320320320320320130320130130130130130130130130130130130130130320130
130
130
130

(SN490B)N

580580580580580580

表 1 試験体諸元

130130体ではハンチ開始位置をそれぞれ危険断面位置と見なし

290290290290290290

継手ありの試験体では第 1 プラグ位置を，継手なしの試験

580580

各試験体の諸元を表 1 に示す．試験体の危険断面位置は，合され，試験体の固定端側は基礎梁に接合され，自由端側
A
B



図 1 載荷装置
A

B

130130

4060
40
60
60
40
6040

5805803203205805803．フランジ継手の耐力算定式

32032048 48
20020048 48

130130

図 2 試験体の形状及び寸法

本節では，継手の最大軸耐力 P が母材の降伏耐力 P に130130

対して所定の余力を持つよう設計する．ここでは，3 つの130130400 60

740

1300

330

4060
40
60
60
40
6040

を実験対象とする．試験体は，水平ハンチ（拡幅）梁とし，290290梁 BH-320×160×9×12（SN490B），シアスパン L = 1.3 m

48 48
20020048 48

本実験では，想定される実寸法の縮尺 1/2.5 程度となる

1301305805805805805805802．実験計画320320き梁の構造性能を確認する．

320
320320320320320320130320130130130130130130130130130130130130130320130
130
130
130

載荷により，本接合法による梁継手を有した水平ハンチ付

40
60
40
60
60
40
6040
40
60
40
60
60
40
40
40
60
40
60
60
40
60
40
4060
60
40
60
40
60
60
40
60
40

などのメリットが見込める．本実験では，梁の曲げせん断

48200
48
20048
200
48 48
48
200
48
484848
200
200
48 48
200
48
48
200
200
48 48
290290290

7
加力点
60 30 155
5 危険断面
1210
330
970
142.5 142.5
7
加力点
エンドPL­フランジ間溶接
60 30 155
5 危険断面 Plug: 2 20-φ20(SNR490B)
1210
330
970
142.5 142.5
157 2560 30 155 5
1210
エンドPL­フランジ間溶接
A Plug: 2 20-φ20(SNR490B)
15 PL-60 580 450(SM490A)
142.55142.5
25
外PL-12 160
320(SN490B)
エンドPL­フランジ間溶接
60 2530 160
155 5 160 80
1210
160
450(SM490A)
A Plug: 2 20-φ20(SNR490B)
15 PL-60 580
60 30 155 5
5
内PL-12 60 1210
320(SN490B)
7 PL-60 580 450(SM490A) 25
外PL-12 160 320(SN490B)
エンドPL­フランジ間溶接
160
160 A
80
160
BH-320160 9 12（SN490B）
エンドPL­フランジ間溶接
560 30 155 5
内PL-12 160
60 1210
320(SN490B)
外PL-12320(SN490B)
160
160 80160450(SM490A) 25
157 PL-60 580
A
鉛直スチフナPL-9(SN490B)
60580 450(SM490A)
BH-320160 9 12（SN490B） 鉛直スチフナ
PL-60
内PL-1260 320(SN490B)
エンドPL­フランジ間溶接
5A
外PL-12 160 320(SN490B)
160 5 160 80
25
160
157
BH-320160 9 12（SN490B） 9PL-12(SN490B)
外PL-12160
320(SN490B)
鉛直スチフナ
7内PL-1260 2530 160
155 5 160 80
1210
鉛直スチフナPL-9(SN490B)
160
60580
PL-60
450(SM490A)
60
320(SN490B)
A
内PL-1260 320(SN490B)
5
鉛直スチフナ7
鉛直スチフナPL-9(SN490B)
エンドPL­フランジ間溶接
1560
BH-320160 9 12（SN490B） 9PL-12(SN490B)
外PL-12160
320(SN490B)
7
60
30
155
5
1210
160
160 8025
160
BH-320 160 9 12（SN490B） 9PL-12(SN490B) 330 危険断
7
960 320(SN490B)
7内PL-129鉛直スチフナ
鉛直スチフナPL-9(SN490B)
PL-60
エンドPL­フランジ間溶接
60580 450(SM490A)
A
60
30
155
5
1210
鉛直スチフナ
鉛直スチフナPL-9(SN490B)
60
BH-320 160 9 12（SN490B） 9PL-12(SN490B)
57330 危険断79142.5 142.5
160
160 A
80
7外PL-12 160 320(SN490B)
9PL-12(SN490B)
160
PL-60 580
450(SM490A) 25
エンドPL­フランジ間溶接
2579鉛直スチフナ
HTB:
2 3-M20(F10T)
鉛直スチフナPL-9(SN490B)
内PL-1260
320(SN490B)
5607940 85 4079外PL-12160
320(SN490B)
160
160
142.5
142.5
25
80
2PL-9
200
165(SN490B)
PL-12(SN490B)
160
PL-60 580
450(SM490A)
7
9160 259 12（SN490B） 9A
7HTB:
2 BH-320
3-M20(F10T)
内PL-1260 320(SN490B)
5 40
7
9
40 85
外PL-12160 165(SN490B)
320(SN490B)
79鉛直スチフナ
160
160 A
80
60 25
1300
2PL-9
200
80 60 290
80
100
160
鉛直スチフナPL-9(SN490B)
HTB:
2
3-M20(F10T)
BH-320160
912（SN490B）
7
9
7内PL-12 60 320(SN490B)
940 85 40
PL-12(SN490B)
79
2PL-9 200 165(SN490B)
A
79鉛直スチフナ60
1300
80 60 29080
HTB:鉛直スチフナPL-9(SN490B)
2 BH-320
3-M20(F10T)
7 9 12（SN490B）100160
HTB: 1300
2 3-M20(F10T)
40 85 40A
7
9PL-12(SN490B)
60
2PL-9
200
165(SN490B)
80
80
100
40 85 40290
鉛直スチフナ
7 2PL-99200
165(SN490B)
鉛直スチフナPL-9(SN490B)
7
60 45015
HTB: 1300
21460
3-M20(F10T)
7
9PL-12(SN490B)
A
60
80
80
100
7
9
40 85 40290A
7 2PL-9960
1300
200 165(SN490B)
80
80
100
290
15
bp
450
1460
7
9
60 30 155 5
7
9
A矢視図
7
9
A
450
60
HTB: 1300
21460
3-M20(F10T)
80
80
100
290
エンドPL­フランジ間溶接7960 30 155 5
40 85 40
7 2PL-9 200 165(SN490B)
9(a)
継手あり試験体J12・J14（回転摩擦接合継手）A矢視図450
HTB: 21460
3-M20(F10T) PL-60 580 450(SM490A)
A
7
9
450
1460エンドPL­フランジ間溶接
40 85 40
A矢視図
A
5
2PL-9
200 165(SN490B)
1300
8080(a) 60100
継手あり試験体J12・J14（回転摩擦接合継手）
290
160
160 A
8
HTB: 2 3-M20(F10T) PL-60 580
160450(SM490A) 25450
1460
40 85 40(a) 60
継手あり試験体J12・J14（回転摩擦接合継手）
A矢視図
A
5
1300
2PL-9
200
165(SN490B)
80
80
100
290
A矢視図
160
160 8
25
160加力点危険断面(a)
継手あり試験体J12・J14（回転摩擦接合継手）
A
1300
80
80(a) 60100290
継手あり試験体J12・J14（回転摩擦接合継手）
A矢視図
330
450
1460 970
60
危険断面
加力点
危険断面 継手中央
継手(a) 継手あり試験体J12・J14（回転摩擦接合継手）
330 危険断面
4501460 970
試験
拡幅幅
加力点
60
梁
位置
位置
A矢視図
330
970
体
Bh (mm)フランジ
ウェブ450
危険断面
1460
加力点
Lp (mm)Ls (mm)
危険断面
加力点(a) 継手あり試験体J12・J14（回転摩擦接合継手）
A矢視図
330
970
プラグ：20-φ19(SNR490)
HTB：3-M20(F10T)
330
970
J12
290
330
187.5
危険断面
加力点
(a) 継手あり試験体J12・J14（回転摩擦接合継手）
A矢視図
添板：2PL-9(SN490B)
BH330
970
プラグ：20-φ21(SNR490)
HTB：3-M20(F10T)(a) 継手あり試験体J12・J14（回転摩擦接合継手）
40 85 40320×160×9×12
J14
290
330
187.5
危険断面
添板：2PL-9(SN490B)
添板：2PL-9(SN490B)
加力点(SN490B)
40 85 40
330
970
A
60
80
80
290加力点
危険断面
N
290
330
−
−
25
305
330
970
A
60
80
290加力点 80
危険断面PL-60 580 450(SM490A)
25
305
330
970
PL-60 580 160
450(SM490A)
450
25
305
試験体
梁
拡張幅 危険断面位置 継手中央位
プラグ
A
PL-60 580 450(SM490A)
450
25
305
160
Bh(mm)Lp(mm)A
置 Ls(mm)
25
305
A矢視図
PL-60 580 160
450(SM490A)
A
PL-60 580 450(SM490A)
J12
290
330
187.5
20-φ19(SNR490)
25305(a) 継手あり試験体J12・
A矢視図
BHA
PL-60 580 160
450(SM490A)
160
A
J14
290
330
187.5
20-φ21(SNR490)
320×160×9×12(a) 継手あり試験体J12・

15
省力化，運搬コストの低減，梁端溶接部の破断リスク低減
157 25

破壊モードを想定した設計式を構築し，各算定式は以下で表される．
𝑃 =𝐴 𝜎

(1)

(a)

(b)
継手あり試験体J12・J14（回転摩擦接合継手）
危険断面

継手なし試

図 試験体の形

加図 試験体の形

𝑃!$ = min {𝑃!$% , 𝑃!$& , 𝑃!$' }(2)

全塑性時(Mh=356kNm) を基準にすると，添板破断までに𝑃!$% = 𝐴! 𝜎!$(3)

経験した最大耐力時には 1.37 倍の Mh であり，計算上の余𝑃!$& = ,𝐴() + 𝛽/𝐴(* − 𝐴() 12𝜎($(4)

𝑃!$' = 𝑛! 𝑞+$(5)

ここに，𝜎" ：母材の降伏強さ, 𝜎!$ , 𝜎($ ：フランジ及び添板の引張強さ，Af：フランジ母材の断面積，nf：フランジ継手のプラグ本数，𝐴()：プラグ孔を無視した添板の投影有効断面積，𝐴(*：添板の全断面積，𝛽 : プラグ側面の接合の有効係数(ここでは，施工試験に基づき 0.8 とする)．qpu はその1 の式(1)により算定する．ただし，複数プラグを用いた実験結果 1)に基づいてα=0.71 とする．
危険断面位置で Mbp 時に，継手中央位置及び外縁プラグ
位置のフランジが負担する軸力は Pjf，Pef であり，次式で与えられる．
𝑃,! =𝐿 − 𝐿+ + 𝐿, /2 1 − 𝛷𝐼- ⁄𝐼.
∙
𝑃
𝐿 − 𝐿+
1 − 𝑀-+ ⁄𝑀/+ !"フランジ

裕度を下回っていた．
計算時には有効係数αを 0.71，βを 0.8 と仮定していたが，試験体 J12 および試験体 J14 の実験結果から逆算するとαが 0.79，βが 0.67 に相当する．試験体 N では，ハンチ部に局部座屈が生じ，耐力が低下した．最大耐力が一番大きかった試験体 N が実験終了時までに経験した最大耐力時には，危険断面位置で全塑性時(Mh=356kN) を基準にすると，1.41 倍の Mh となった．
5．まとめ
本研究では，継手を有する水平ハンチ梁の載荷実験を行い，この実験結果に基づいた設計法を示す事ができた．
参考文献
1) 川口歩：回転摩擦溶接接合に関する実験的研究その 3
母材が先行降伏する継手，摂南大学工学部建築学科卒(6)

業論文，2022.1

ウェブ

𝐿 − 𝐿+ + 𝐿,
1 − 𝐼- ⁄𝐼0
破断耐力
𝑃)!
=
∙ 全塑性時作用力 𝑃!"
𝐿 − 𝐿+
1 − 𝑀-+ ⁄𝑀/+

余裕度

(7)

降伏

Pfu2
Pfu3
Pfy
Pfu1
!!"
!$"
!"%&
!"%'
!"%(
試験体
(kN)
(kN)
(kN)
ここに，
285mm）!"#!"#!"#，φ：ウェブ!!"!$"(kN)Lj：外縁プラグ間の距離（=

Qwy
(kN)

")#
"*+

446

1.57

446

1.62

の継手効率（= 0.4）
，Io，Iw，Ih：梁全体，ウェブ，拡幅梁J121003 1505 1160 666 1.43
断面の断面二次モーメント．

1.55

1.50

1.57

1.12

実強度を用いた際の計算値を表 2 に示す．
同表によると，

J14

956

1425

1417

636

1.38

1.50

1.50

1.55

1.42

危険断面位置で Mbp 時に，母材の降伏耐力 Pfy と比べ，継Mh(kNm)Mh(kNm)

余裕度

耐力θ (rad)θ (rad)(b)試験体J14(a)試験体J12
Mh(kNm)(b)○：プラグ破断×：⻲裂⾳確認□：添板破断△：局部座屈θ (rad) ----------------：
危険断⾯位置でMbp

手中央位置で約 1.4 倍，危険断面位置で約 1.5 倍の軸力が作用している．この軸力と部材の破断耐力を比べたものを
フランジ

ウェブ

破断耐力 試験体
全塑性時作用力
余裕度 Mbp 降伏耐力
余裕度と呼んでいる．
J12 では，危険断面位置が
Pfu2
Pfu3
Pfy
!!"
!$" !"%& !"%' !"%(
Pfu1
到達後早期にプラグで破断し，試験体 (kN) (kN) (kN) (kN) 試験体 J14 ではより大きな
!"#
!"#
!"#
!!"
!$"

塑性変形性能となることが推測される．

Qwy
(kN)

余裕度
")#
"*+

J12

1003 1505 1160

666

1.43

1.55

1.50

1.57

1.12

446

1.57

J14

956

636

1.38

1.50

1.50

1.55

1.42

446

1.62

1425 1417

表 2 継手の耐力計算値

破断耐力

全塑性時作用力

余裕度

(kN)

!,!-.

!/!-.

!-01
!-.

!-02
!,-

!-03
!/-

666

1.43

1.55

1.50

1.57

1.12

636

1.38

1.50

1.50

1.55

1.42

試験

Pfu1

Pfu2

Pfu3

Pfy

体

(kN)

(kN)

(kN)

J12

1003

1505

1160

J14

956

1425

1417

(c)試験体N

図 3 荷重―変形関係
フランジ添板(外)フランジ添板(内)(北側) (南側)

フランジ添板(外)フランジ添板(内)(南側) (北側)

南

4．実験結果及び考察
実験結果の荷重―変形関係を図 3，プラグ及び添板の破断箇所を図 4 に示す．試験体 J12 では，プラグ，添板の順に破断した．危険断面位置で全塑性時(Mh=369kNm)を基

⻄⾯(a) 試験体J12南⾯

東⾯

フランジ添板(外)フランジ添板(内)(北側) (南側)

フランジ添板(外)フランジ添板(内)(南側) (北側)

準にすると，プラグ破断時には 1.24 倍の Mh で，計算上のプラグ破断の余裕度 1.12 を上回っていた．計算値以上の耐力が出た理由としては，耐力の大きいプラグが耐力の小南

さいプラグをある程度補っていたと考えられる． 試験体J14 では，添板が破断した．応力集中・歪集中の影響や，同位置が熱影響で脆化したことが原因となり，早期にプラグ側面に亀裂が生じた．その結果，添板の有効断面積が少なくなり，耐力が低下したと推測される．危険断面位置で

⻄⾯(b) 試験体J14南⾯

東⾯●：プラグ破断箇所，ー：添板破断箇所

図 4 プラグ及び添板の破断箇所(向出研究室)伝統的構法による木造民家の耐震性能評価に関する解析的研究－宇陀市歴史文化館「薬の館」を事例に－
217-074
1.はじめに
1.1 背景と目的
民家や社寺建築物をはじめとした伝統的木造建築物は金物等による柱脚部の接合がなく、石場建てと呼ばれる礎石に柱を立てる建築手法である。このような伝統的構
法は建築基準法の木造に関する使用規定を満足しないが、2000 年の建築基準法改正で導入された限界耐力計算は使

図 4 に各層合計の土壁復元力特性を示す(黒実線)。結果
から桁行方向の土壁復元力が張り間方向に比べ低い値を示した。その理由として、一階はいずれの方向とも、小壁が多かったものの桁行方向に関しては土壁が少なく板壁
による耐震要素が多いことが挙げられる。
2.2 限界耐力計算による耐震性能評価
図 4 に各層の土壁復元力と地震時のスペクトルを示す。
本研究では対象の建築物が伝統的な建築物であることか用規定を適用除外できる性能規定型計算法と位置付けら

ら文献 2)と同様に損傷限界変形角を 1/120rad、安全限界変れた。昨今では、地震により毎年数多くの建物の倒壊が見

形角を 1/15rad 以下と設定した。

られ、その度に新たな技術開発がなされ法律も整備され

図 3.7 に稀、極稀時の必要性能スペクトルの結果を示す。

た。本報では伝統構法による民家の耐震性能の評価を伝

張り間方向では、稀に発生する地震に対しての応答値は統的構法のための木造耐震設計法 1)を用いて限界耐力計

1/100rad、極めて稀に発生する地震に対する応答層間変形算を行う。そして、任意形状立体フレームの弾塑性解析ソ

角は、1/16rad となり設計クライテリアを満足した。そしフト SNAP を用い、質点系モデルを作成し大地震時の建て桁行方向の結果であるが稀に発生する地震力に対して物の挙動から耐震補強の検討を行い、その結果から耐震は極めて稀に発生する地震に対する応答値がなく、稀に発補強の提案を行うことを目的としている。
1.2 建物概要
対象とする建物は奈良県にある伝統構法による民家
で耐震要素は土壁である。建造は江戸時代末期と推定される。屋根面は本瓦葺きの切妻造であり、小屋組は和小屋である。西側正面玄関の写真を図 1 に、各階平面図を図 2に示す。

生する地震 に対して応答値が見られなかったため両地震に対する応答値がともに設計クライテリアを満足しなかった。以上の結果より、桁行方向では大地震時に対象建築物の倒壊の危険性があることがわかった。
500

500
極稀地震
稀地震
復元力特性

(kN)

２.限界耐力計算による耐震診断

高須 健志

400

(kN)
400

極稀地震
稀地震
復元力特性

2.1 土壁の復元力特性
300
300
土壊と、壁上下端または左右端に圧潰が生じる曲げ破壊に分類され、以下の算定式で求められる。
200200(1)式より Qw は、土壁部のみで負担されるせん断耐力で100
100あり、Qws ,Qwb の小さい値とする。 (2)式及び (3)式の
(rad)
(rad)
0
Qws ,Qwb はそれぞれ、せん断破壊と曲げ破壊によるモード 0
0.00
0.04
0.08
0.12
0.04
0.08
0.12
で算出される。Hw は土壁内法高さ、Lw は土壁長さ、tw は 0.00
土壁厚さ、τs 及び τB はせん断破壊あるいは曲げ破壊が卓越
図 4 各層土壁復元力とスペクトル（左：桁行方向、右：張り間方向）する場合の土壁の水平断面積当たりの基準せん断力である。壁の破壊モードは、壁中央にひび割れが生じるせん断破である。
𝑸𝒘 = 𝑴𝒊𝒏(𝑸𝒘𝒔, 𝑸𝒘𝒃)

(𝟏)

𝑸𝒘𝒔 = 𝝉𝒔 𝒕𝒘 𝑳𝒘

(𝟐)

𝑯𝒘 𝑳𝒘
𝑸𝒘𝒃 = 𝟑. 𝟐𝟓𝝉𝑩 𝑳𝒘 𝑴𝒊𝒏 (
,
)
𝑳𝒘 𝑯𝒘

(𝟑)

図1

西側正面玄関図2

平面図 (左：1 階、右：2 階）３．SNAP を用いた地震応答解析
解析モデルを図 5 に示す。質点間を全てスプリングで繋ぎ、質点間を繋ぐ水平構面のスプリングにおいては公益財団法人日本住宅・木材技術センター・木造軸組工法住宅の許容応力度設計 2008 年版 3)を参照し、水平構面の単位面積当たりの許容せん断耐力 0.39 に奥行を掛けた値とした。
初期剛性、降伏耐力は土壁の復元力特性から入力した。鉛直のスプリングの高さは構造階高とし、1 階 3.37ⅿ、2 階
は 2.26m を入力した。
地震波は告示波‐kobe を使用し、解析を行う。
本研究では桁行方向 1‐4 通り、張り間方向
い、ろ＋は、に＋ほ、へ、と＋ち 通りの母家部の質点系モデルを作成し耐震補強の検討
を行う。

図5

った結果、補強前では正側で最大耐力 3.87kN の時の最大
変形角 0.48rad なのに対し耐震補強後では正側で最大耐力5.65kN の時、最大変形角は 0.026rad の変形に至った。桁行方向に関しても面格子 1 枚の補強を行った結果、同様に安全限界層間変形角の 1/30rad を下回る応答値となった
表8

２階の耐力壁諸元
25

耐力壁

縦格子

幅（L）

910 ㎜

(kN)

高さ(H)

3370 ㎜20

見つけ(b)

105 ㎜

15

奥行(h)

105 ㎜

本数(v)

2本

10
Calc.15横格子

見つけ(b)

105 ㎜

奥行(h)

105 ㎜

本数(u)

9本

(rad)

0
0

図9

0.05

0.1

0.15

面格子の荷重—層間変形角

質点系モデル図(左:桁行方向、右:張り間方向)

図 6,7 に補強前の桁鉛直及び水平構面の最大変形量を示す。伝統構法による建築物では崩壊にあたる変形角の 0.2rad を上回る応答結果が見られた。どちらも耐震要素が少なく土壁の復元力が結果的に少ないのが原因であると考えられる。以上の結果から崩壊の恐れがある為、耐震補強の提案が必要とされると考える。

5.まとめ

図 10

補強後の鉛直構面の最大変形量

図 11

補強後の水平構面の最大変形量

本報では土壁による耐震要素の復元力特性を算定した。
その結果をもとに質点系モデルを作成し地震応答解析を
図6

補強前の鉛直構面の最大変形量行った。解析の結果から現状の状態で崩壊の恐れのある
0.2rad を超える地震挙動が見られた為、変形量の多い箇所に補強案として面格子壁による補強を行った。補強後の結果として鉛直構面・水平構面のスプリングで限界耐力計算における安全限界層間変形角の 1/30rad(0.3rad)を下回る挙動を確認した。

図7

補強前の水平構面の最大変形量

４．各階の耐震補強案の検討と補強後の結果
この章では例として２階に補強する面格子の諸元及び材料性能を表 8、図 9 に示す。
更に補強後の応答値を図 10、11 に示し、結果を述べる。応答値の結果から、2 階の ろ＋
は 通りのスプリングに対して 3 枚の面格子壁の補強を行

参考文献
1) 伝統的構法木造建築物設計マニュアル編集委員会：伝統的構法の木造耐震設計法石場建てを含む木造建築の耐震設計・耐震補強マニュアル,2019 年 6 月 10 日,
2) 学芸出版社：伝統構法を生かす木造耐震設計マニュ
アル厳戒耐力計算による耐震設計・耐震補強設計法,2004 年
3 月 30 日
3) (財)日本住宅・木材技術センター：木造軸組工法住宅の許
容応力度設計(2008 年版),2008 年 12 月 p75-p79
4) (財)土塗壁・面格子壁・落とし込み壁板壁の壁倍率の係る技術解説書(瀧野研究室)Temperature Distribution of RC Columns Cross-Section Based on ISO834
Standard Heating Curve
217-0881.

はじめにトウトウ-サンる断面は，RC 柱高さ方向の温度分布の相違を考慮して，火災を受けた鉄筋コンクリート(以下, RC という)柱RC 柱上面から 150 mm(Fig.2 の H2 断面)および 600の残存構造性能を検証する手法を構築するためには，mm(Fig.2 の H1 断面)の位置の 2 断面とする。1 か所のFig.1 に示すように，加熱冷却後におけるコンクリート

断面に配置する熱電対は，RC 柱断面縁の中心および隅の残存圧縮強度等，経験最高温度 T に対するコンクリー

角部から断面の重心に向かうおのおの方向に計 26 点がトの力学的特性を評価するだけでなく，被災した RC 柱配置されている。
Fig.3 に加熱試験装置を示す。加熱試験装置は水平炉断面の経験最高温度分布を推定する必要がある。
本研究は，RC 柱を対象として，標準加熱曲線(以下，であり，供試体は，その各側面が均等に受熱するように

ISO834 曲線という)に基づいた加熱試験を実施し，RC

配置されている。水平炉内の温度を計測する熱電対は，柱断面の温度分布データを得ることを目的とする。

供試体隅角部から 100 mm 離れた位置に計 8 か所配置し2.

ている。なお，供試体の上下面はイソウールブランケッ

既往の研究
RC 部材断面の温度分布の推定に関する代表的な既往の研究として，大宮らの研究がある

1)。大宮らは，4 面

トにより耐火被覆を行っている。また，加熱試験は，
ISO834 曲線に従って 3 時間加熱を実施し，1，2 および加熱を受ける矩形柱を対象とし，実務上の有為さを考慮

3 時間耐火時における RC 柱断面の温度分布を得る。

した ISO834 曲線の近似式である告示評価式による火災

4.

加熱試験結果とその考察

温度に対して，無限平板の解析解 F p(x)の近似式である

Fig.4 に加熱試験結果と ISO834 曲線の比較を示す。原コンクリート系部材断面温度 T の分布予測簡易式((1)

因は不明であるが，加熱時間 t = 30 min 以降の本試験結式)を提案している。

果は，ISO834 曲線と比較して約 100 ℃程度低い結果に軸は表面からの距離 𝑙𝑑 である。同図 i)に RC 柱断面の熱加熱試験計画RC 柱供試体は，コンクリートの実強度 B を 30 および

H2

250

45 N/mm2 とする計 2 体が計画されたが，ここでは，B =

150

3.

Fig.5 に 1 および 2 時間耐火時における H1 および H2
断面の温度分布を示す。グラフの縦軸は加熱温度 T，横30 N/mm 2 の試験体の結果を表す。なお，加熱試験を実1200施する直前のB = 38.7 N/mm2 であった。
Fig.2 に 供 試 体 詳 細 を 示 す 。 供 試 体 は ， 断 面 を450【記号】T：断面の予測温度 (℃)，T0：常温 (℃)，t：火災継続時
間 (min)，  ：係数(普通コンクリートの場合，4.5×10 9)，
l x ，l y ：x および y 方向の矩形柱径(2l)の 1/2 の値 (m)なっている。

200 50𝑥

𝑡 2 𝑙𝑥
𝑡
(1
=
1
−
−
(𝛾
(
) ) ) ⋅ (1 − (𝛾 ( 2 ) ) ) (1)
1
2
𝑙
𝑙
𝑥
𝑦
460𝑡 6

𝑇 − 𝑇0

200

𝑦
2 𝑙𝑦

H1

筋は 10-D19(SD295)，帯筋は 2-D10(SD295)が配置され

600

250

600×600 mm，高さを 1200 mm とする RC 柱である。主50 200ている。コンクリート打設から 10 日後に脱型し，含水CoolingHeatingTBF : Residual Compressive Strength

P F,max

BF = PF,max / A

155 65

65

600
160

235

P F,max

A: Cross-sectionalarea

65 155

T: Maximum Experienced Temperature

Fig.1 Relationships between Residual Compressive Strength andMaximum Experienced Temperature

65

BF

Main Bar : 10-D19(SD295)Hoop: 2-D10(SD295)
Concrete : F c30, 45
Hi : Thermocouple
Cross-section
Placement
Variables

600

Fig.5 i)に熱電対の配置位置を示す。熱電対を配置す

235

率がほぼ平衡状態になるまで空気養生を行った。

Fig.2 Details of RC Column Specimen

1200

Furnace Lid

Heating Temperature(℃)

FirebrickGas Burner

800

SpecimenGas Burner

Gas Burner

ISO Standard
Heating Curve
Lower part centerof Furnace
Average Furnace
TemperatureTime(min)

600

750

Blanket(50 mm)

750

1000
Gas Burner

400
200

800

700

700

800

0
0

Fig.3 Layout of Furnace and Specimen

600
160

65 155

60

90

120

150

155 6560 60 60 60
30

300

235

30

235

300

i) Thermocouple Placement300

1Hour Heating Test Result

0

200

400

600

0

300

200
100

300
T ( ℃)

0

200

400

ii-2) H2 Cross-Section Side 1Hour and 2Hour Heating

600

T ( ℃)

0

100

300

200

300
𝑙𝑑 ( mm)300

300
𝑙𝑑 ( mm)300

65ii-1) H1 Cross-Section Side 1Hour and 2Hour Heating
300

180

Fig.4 Test Results According to ISO834

65

300

30

iii-1) H1 Cross-Section Surface 1Hour iii-2) H2 Cross-Section Surface 1Hourand 2Hour Heatingand 2Hour Heating

2Hour Heating Test Result

1Hour Heating of (1) Formula

2Hour Heating of (1) FormulaFig.5 Test Results
電対の配置状況，同図 ii)および iii)に断面縁の法線方向値がほぼ対応している結果を示したが，前述のように，および隅角部から対角線方向の温度分布が示されている。

本加熱試験が ISO834 曲線よりも 100 ℃程度加熱温度が1 および 2 時間耐火および断面のいずれの方向の温度低いことから，(1)式による推定の妥当性が示唆される。

分布とも，断面の表面側から中心に向かって急激に温度

なお，断面の隅角方向の温度分布は，断面縁の法線が減少し，断面縁から 100 mm 以上の範囲では，ほぼ方向の温度分布の√2倍より高くなる結果を示したが，100～200 ℃の間で温度分布が平衡になっている。

これは，断面の隅角部ではコンクリートの剥落が顕著で一方，断面縁から 100 mm 以内の範囲において，H1 断面より温度分布の高い H2 断面縁の中心に関する温度分
布(同図 iii-1))に着目すると，断面縁から 30 mm の点にあったことに起因すると考えられる。
5.

まとめ
本研究によって，加熱時における RC 柱断面の温度分

おいて，1 時間耐火では 257 ℃，2 時間耐火では 421 ℃布を推定するためのデータを得た。

に達している。また，試験値と(1)式による推定値を比方向の温度分布とも，推定値は試験値を過大に評価し，

参考文献
1) 日本建築学会：大会学術講演梗概集 コンクリート系部材の断面温度予測 その 1 4 面加熱を受ける矩形柱の簡易断面温度予測式 pp.87-88，2004.8

2 時間加熱試験の結果と 1 時間加熱時の温度分布の推定(馬場研究室)較すると，1 および 2 時間耐火における断面のいずれの中大規模木造を想定した木質ラーメン構造の必要断面性能の推定に関する解析的研究-7 階建てを事例にした検討217-090
1. はじめに

表 2 低減率の組み合わせ

表１ モデルの⼀覧

⽇本では中⼤規模建築物の⽊造化の流れになっており、⽊質ラーメン構造に注⽬が集まっている。その理由として、耐⼒壁を必要とせず、設計の⾃由度が⾼いことなどがあげられる。⽊

モデル
番号
A

柱(mm)

梁(mm)

900×420900×420

2,3 層：750×420
B

900×420

4,5 層：750×300
7 層：450×210

C

900×210D

900×210した時、例えば引ボルト接合であれば剛性の低減率は 0.2、曲げ耐⼒の低減率は 0.3 程度である。性能が良いとされている鋼

番号

Kr

My

1

0.25

0.25

2

0.50

0.50

3

0.75

0.75

4

0.25

0.50

6 層：600×240

合には程遠く、半剛接合にしかならないのが現状である。本研究ではその程度を低減率αで表しておりα=1 を完全剛接合と

低減率

組み合わせ

1 層：900×300

質ラーメン構造の接合部の開発は盛んに⾏われており、⾼耐⼒、⾼靭性の接合部を⽬指すものの、現実的に完全剛接合となる接徳井 翔汰

900×210
1~3 層：900×210
4~6 層：750×210
7 層：750×105

板挿⼊ドリフトピン接合であれば低減率は 0.5 程度となる。
これらの接合部を使⽤した設計のプロセスはあるが、本研究では開発⽬標を⾒定めるために中⼤規模⽊造を実際に設計しようとすると、どの程度の接合効率を持つ接合部が必要であるか確認する。
2. 解析モデルと解析方法
本研究で⽐較するモデルの⼀覧を表 1 に⽰す。各フレームで使⽤する⽊材は全て共通のものとし、基準曲げ強度
Fb=27N/mm2、ヤング係数 E=9,500N/mm2 とする。スパンは<負担幅 2m><負担幅 4m>

6,000mm、⾼さ⽅向は１層 3,500mm の 7 階建てとする。
スパン数(1 , 3 , 5)(図１)、負担幅の違いによる鉛直荷重違い（図２）、接合部に⼊⼒する低減率αの値(0.25、0.50、0.75)の組み合わせ(表 2)をパラメータとして⽐較を⾏う。この場合の1、３スパンというのは、それぞれ地震⼒の 2 割、６割を負担する場合を考え、残りのスパンを⽊質ラーメン構造以外の構造Z

Xで構成することを想定したモデルである。

<負担幅 6m>

構造解析ソフト SNAP を⽤い、ai 分布による強制変位増分

3. 解析結果と考察

図 2 モデルに作⽤させる鉛直荷重として解析を⾏い、変位は 1mm ずつ 800mm までとした。部

いずれかの部材が降伏する直前を弾性限界時とし、R 階の変材の接合部は半剛接合で単軸バネモデルとし、解析時に⼊⼒す

位が 490mm となるところを安全限界時としている。解析結果

る回転剛性 Kr と復元⼒特性に⼊⼒する降伏耐⼒ My は次の式を読み取る際、次の式(4)を満たしているか否かによって、前提(1)、式(2)、式(3)によって求められる。

条件として⼀次設計を満⾜しているか確認している。

Kr=α*6EI/L
Ma=Fb*Z*2/3
My=α*Ma

(1)
(2)
(3)

ここで、α：低減率 , Z：断面係数 , L：部材長さ。

Qi2/Qi1 > 1(4)
ここで、Qi1：Co=0.2 時の地震⼒、Qi2：弾性限界時の応⼒
また、図 3 のようにフレームに必要な靭性の⾒当をつけるため
構造特性係数 Ds を次の式(5)で表すこととする。

Ds=Qi3/Qud(5)
ここで、Qi3：安全限界時の応⼒、Qud：Co=1.0 時の地震⼒式(5)で算出した Ds の値を図 4 に⽰す。尚、ここでは式(4)を満たすものだけを⽰すこととする。

Z
X<1 スパン><3 スパン>

図 1 各スパンのモデル<5 スパン>

図 3 P-R 関係

<モデル A><モデル A><モデル A><モデル B><モデル B><モデル B><モデル C><モデル C><モデル C><モデル D><5 スパン><モデル D><3 スパン><モデル D><1 スパン>

図 4 各モデルの Ds

図 4 を⾒ると、負担幅が⼤きいほど、低減率が⼩さいほど⽬指すべき Ds の値が⼩さくなっており、⾼い靭性を確保する必要

4. まとめ本報では様々な条件をパラメータとして解析し、⽐較的検証、があることがわかる。5 スパンモデルを⾒ると、モデル B では

既往研究 1)2)の結果とも⽐較することにより必要な接合部の性負担幅 4m であれば剛性、曲げ耐⼒にかける低減率がともに能を検討した。また、これらにより⾼剛性かつ、⾼靭性な接合0.75 である接合部であれば Ds の値は 0.4 ほどを⽬指せば良い部が必要であることが分かったが、フレームが負担する地震⼒が、この時柱脚の塑性率を⾒てみるとμ=7 となっている。この割合を減らせば、既存の接合部性能に近い値が得られた。

れ程⾼剛性、⾼耐⼒でありながら、塑性率 7 を⽰す靭性を確保

参考文献

する接合部は現実的に厳しい。
次に地震⼒の負担割合を減らした 3 スパン、1 スパンモデル

１） ⼭⼝和弘, 稲⼭正弘, 志村智, 畠⼭太志, 河合直⼈：スパン、層⾼、鉛直荷重の有無などを変化させた⽊質ラーメン架構の実験的研を⾒るとモデルDの負担幅2mでは剛性にかける低減率が0.25、

究, ⽇本建築学会構造系論⽂集, No.683, pp.119-128, 2013.1

曲げ耐⼒にかける低減率が 0.5 の接合部であれば、Ds の値は

２） 景⼭誠, 村上雅英：実務設計における⽊質ラーメンの構造解析に0.45 ほどを⽬指せばよくこの時柱脚の塑性率はμ=5 となって関する⼀考察, ⽇本建築学会技術報告集, No.35, pp.107-112,

いる。この結果は既存の鋼板挿⼊ドリフトピン接合の性能と近2011.2い値となった。

(瀧野研究室)重要伝統的建造物群保存地区における民家の補強用耐震壁の開発に向けた基礎的検討
217100

１. はじめに1-1. 研究の背景と目的

中村洋介

2-2. 一般診断法による耐震診断
財団法人日本建築防災協会の一般診断法による診断プログ

奈良県宇陀市の松山地区は現代でも伝統的構法の木造建築

ラムを使用した。プログラムに入力した耐力壁は無開口壁、が数多く残っている。これらの民家は個人所有のものである

窓型開口壁、掃出し型開口壁の 3 種で壁基準耐力はそれぞれ上、費用の問題で耐震補強が進んでいない。そこで、本研究2.9、0.6、0.3kN/ｍである¹)。

では宇陀市の民家の 1 つを対象として耐震性を評価し、耐震

床面積から必要耐力を、存在する壁から保有する耐力を算

補強案を作成する。また、耐震補強用の耐震壁の開発に向け出し、比率で示した上部構造評点が基準を満たしているかどた情報を提起することで、コスト面に優れた耐震補強につなうかを判断する。現状では主に Y 方向を支持する耐力が満足げていく。

されておらず、補強案で壁を配置した。
表 2.1 一般診断の結果(補強前)

1-2. 研究方法
本論文ではまず、対象の民家について財団法人日本建築防階災協会による一般診断と限界耐力計算をおこなっていく。それぞれの耐震基準を満たす壁を配置した補強案を作成し、耐震壁の開発に向けた必要性能について考察していく。
２. 耐震診断2-1. 対象建物

2
1

方向保有する耐力 必要耐力 上部構造評点
Qu(kN)

Qr(kN)

Qu/Qr

X

117.48

44.55

2.63

Y

30.95

44.55

0.69

X

102.56

75.73

1.16

Y

27.84

75.73

0.24

2-3. 限界耐力計算

調査対象建物は茅葺瓦屋根の厨子 2 階建てである。階高は土壁の荷重変形関係、建物の重量を算出し、それらをもと

１階が 2700mm、2 階が 1800mm である。重量は建築基準法に地震応答計算をおこなう。対象建築物は 2 階建てのため 1

第 84 条を参照して算出し、１階が 122.5kN、２階が質点に縮約する。各変形角ごとに求められた必要性能スペク

153.74kN である。

トルと復元力との交点を応答値とする²)³）。計算の結果、応答値が現れなく、復元力が不足していることが分かった。

図 2.1 補強前平面図(上：１階、下：２階)

図 2.2 補強前の応答値(上：梁間方向、下：桁行方向)

3. 補強用耐震壁の必要性能
2 つの結果から、主に Y 方向の復元力が大きく不足していたため、面格子壁に見立てた仮の壁を屋内空間の動線を害す
ることのないように配置した。既存の土壁の復元力に面格子壁の復元力を足し合わせることで補強後の復元力とした。⁴)

図 3.2 補強後の応答値(上：梁間方向、下：桁行方向)

4. 結論
・土壁の復元力は 0.017rad 以降の復元力の低下が著しく、靭性を持たせられる粘り強い壁が必要であるということがわかった(図 4.1)。
・一般診断法の結果、1 階は梁間方向に 6m 程度、桁行方向に11m 程度の耐力壁が必要で、また、2 階は桁行方向に 10ｍ程度必要であった。
・特に桁行方向の壁量が少なく、1 階の面積当たりの土壁の約 1.5 倍の耐力が必要である。
・大地震の際、倒壊しない補強案では構造用壁の最大耐力が梁間方向では 1.3 倍、桁行方向では 6.0 倍に補強された。
これらを踏まえたうえで、施工面、コスト面を考慮した耐震図 3.1 補強後平面図(上：１階、下：２階)

一般診断の診断マニュアルでは土壁と同じ壁基準耐力のも壁の開発が必要である。

のを補強壁として配置した。1 階は X,Y 方向、2 階は Y 方向に壁を配置し、耐震補強案とした。一般診断では上部構造評
点が倒壊する可能性が高い 0.24 から一応倒壊しない 1.04 まで補強された(表 3.1)。
表 3.1 一般診断の結果(補強後)
階
2
1

方向

図 4.1 土壁の荷重変形角関係(X 方向)

保有する耐力 必要耐力 上部構造評点

瀧野研究室

Qu(kN)

Qr(kN)

Qu/Qr

X

117.48

44.55

2.63

Y

62.36

44.55

1.39

1)一般財団法人日本建築防災協会：一般診断法による診断プX

102.56

75.73

1.35

ログラム,2021 年改訂版

Y

81.54

75.73

1.07

2)伝統的構法木造建築物設計マニュアル編集委員会：伝統的

参考文献

限界耐力計算において、現状では極稀に起こる地震に対し構法の木造耐震設計法石場建てを含む木造建築の耐震設計・て X,Y 方向ともに応答値が現れなかったが、補強後、X 方向

耐震補強マニュアル,伝統的構法のための木造耐震設計法,2019

は 0.048rad で約 225kN、Y 方向は 0.043rad で約 285.5kN と応答値が現れた(図 3.2)。

年 6 月 10 日,
3)木造軸組構法建物の耐震設計マニュアル編集委員会：伝統構法を生かす木造耐震設計マニュアル,限界耐力計算による耐震設計・耐震補強設計法,2004 年 3 月 30 日
4)(財)土塗壁・面格子壁・落とし込み壁板壁の壁倍率に係る技術解説書

関西の住宅における WBGT を用いた熱中症リスクに関するフィールド調査
217-109
１．はじめに

西田

凌を調査対象に、温熱環境測定とアンケート申告によるフィ

日本には、四季折々の中で様々な人々が暮らしている。

ールド調査を行った。調査期間は 2021 年 6 月 5 日～2021

その中で地球温暖化など様々な問題を抱えている。地球温年 12 月 9 日である。図 1 に測定風景を示す。測定項目は、暖化により、地球の温度は徐々に上昇しており、人々はそ

温湿度、照度、UV、グローブ温度、CO2 濃度である。外気の気候変動に適応していかなければならない。暑さに関す

温は気象庁のデータを引用した。

る社会問題の 1 つとして熱中症が挙げられる。特に高齢者

表1
尺度

熱的主観申告尺度

寒暑感

快適感

1

非常に寒い

非常に不快

2

寒い

不快

3

やや寒い

やや不快

4

どちらでもない

やや快適向にあり、令和 3 年では 47877 人であった。しかし、この

5

やや暑い

快適

コロナ下において外出している人が少なくなっているの

6

暑い

非常に快適

7

非常に暑い

にとって危険度の高い社会問題あり、高齢化が進む日本においてこの問題を解決することは不可欠だと考える。
今日の熱中症の現状を総務省データ 1)より確認すると平成 30 年 5 月~9 月の 95137 人を更新してから年々減少傾
図１

測定風景

にもかかわらず、約 5 万人の方々が搬送されている 1)。さらに令和 3 年度の都道府県別のデータ 1)によると、最も多い東京都の 3362 人に次いで大阪府は 2781 人と 2 番目に多いことが分かった。またその他の関西地域をみても、兵室内の WBGT は生気象学会指針 4)により、湿球温度とグローブ温度から推定する。
WBGT＝Twbi×0.7＋Tg×0.3(1)

庫県は 2033 人、京都府は 1023 人であり、多い傾向にあTwbi：湿球温度[℃]、 Tg：グローブ温度[℃]る。このことから、関西地域における熱中症と温熱環境にグローブ気温は測定値を使用し、湿球温度は室内気温 Ti とついて研究する必要がある。

相対湿度 RHi を用いて以下の関係式 5)から算出した。

熱中症の発症場所は、令和 3 年の総務省データ１）による

Twbi＝Ti+(esw – e)/AP(2)と住居 39.4%、道路 17.5%、工場などの仕事場 11.2%が多

esw：湿球温度の飽和水蒸気圧[kPa]、e：水蒸気圧

くの割合を占めており、最高割合を占めていた住居は過去[kPa]、A：乾湿係数(0.000662)、P：気圧(101.3)[kPa]

５年分をみる限り、どの年も約 4 割を占めている。このこ

3. 結果と考察とから屋外だけでなく、住居内における熱中症の予防、リ

3.1 室内気温と相対湿度の分布

スクについて考える必要があると考えられる。

図 2 に室内気温の分布を示す。室内気温は最高気温が室内の温熱環境に関する研究は主に WBGT を使った調

33.9℃、最低が 11.9℃であった。25～27℃に多く分布し平査が多く行われている。渡部ら 2)の研究では、大阪のマン均気温は 24.6℃であった。図 3 に室内相対湿度の分布を示

ション９戸を対象に温熱環境調節行為と温熱環境を測定す。分布の範囲は 20～90%であり、季節を通して湿度も幅し WBGT を用いて 2020 年 8 月 24 日~10 月 13 日の期間に調査しており、冷房を使う機会が少ない期間は冷房を使わずに通風を利用する方が熱中症のリスクが低いことを示した。小林ら 3)の研究では、神奈川県横浜市の集合住宅について湿球温度を計算することで WBGT を算出し、グリーンカーテンが熱中症の危険性を低下させることを示した。しかしコロナ化における、関西地域の WBGT や熱中症に関する調査は渡部ら 2)のみであり、まだ十分に行わ

図 2 室内気温の分布れていない。
以上のことから本研究では、関西地域の住宅において、温熱物理環境測定とアンケートによる居住者快適性申告を併用した長期フィールド調査を実施し、WBGT を用いて住宅における温熱環境および熱中症リスクの実態を解明することを目的とする。
2．研究方法
本研究では、関西地域の住宅６世帯に居住する計 12 人

図 3 室内相対湿度の分布

図4 湿球温度の分布

図5 湿球温度と室内気温の関係

図6 WBGTの分布

図 8 寒暑感と WBGT の関係

図 9 快適感と WBGT の関係

図 7 各月の WBGT の分布広く変動していた。一方、分布の多くは 40％～76％の範囲

4．まとめ
本研究では、関西地域の住宅を調査し、WBGT を用いてに集中しており、60％が最も多かった。労働安全衛生法に基づく衛生基準6)

では、人が快適に過ごせる環境は室温17℃以上 28℃以下且つ相対湿度 40％以上 70％以下とされ温熱環境や熱中症リスクについて分析した。
1.

り、比較的快適に過ごしやすい環境と考えられた。

ており、在宅勤務環境としても概ね満たしていると考えら2.

れる。

平均室内気温は 24.6℃、平均相対湿度は 57.5％とな
湿球温度を計算により算出し、求めた湿球温度と室内気温の関係式が得られた。

3.2 湿球温度の分布と湿球温度と室内気温の関係
図4に算出した湿球温度の分布を示す。21℃～22℃の分

3.

WBGT は 21~23℃付近が多く、激しい運動をしなけ布が多い。最高値は25.7℃、最低値が7.2℃となり、平均は

れば、熱中症のリスクは低いと考えられた。WBGT は

18.8℃となった。図5に湿球温度と室内気温の関係を示す。

8 月で一番高くなる傾向がみられた。

室内気温と湿球温度の関係は、室内気温が上がるとともに

4.

WBGT が高くなれば寒暑感も大きい値を示していた。

湿球温度も上昇している関係がある。回帰分析を行ったと

5.

快適感と WBGT では、室内気温が上昇しても下降しても不快側に推移した。

ころ以下の式が得られた。

Twbi＝-3.7+0.91Ti(R2=0.753)

(3)

参考文献

はみられなかった。そこで 2 次関数で回帰分析を行ったと

1)総務省消防庁：報道資料 令和 3 年(5 月から 9 月)の熱中症による救急搬送状況,2021
https://www.fdma.go.jp/disaster/heatstroke/items/heatstroke_gepp
ou_2021.pdf (2022 年 1 月 18 日確認)
2)渡部麗杏・梅宮典子：在宅状況を考慮した冷房・通風選択時の熱中症発症のリスク,令和 2 年度日本建築学会近畿支部研究発表
会,4029,pp.113-116,2020
3)小林玄明・リジャル H.B.・廣木亮哉・阿部寛人・飯島健太郎・太田
明：集合住宅におけるグリーンカーテンに関する研究 その 10 WBGT
による熱中症緩和効果の検証,日本建築学会大会学術講演梗概
集,40526,pp.1111-1112,2020
4)日本気象学会：日常生活における熱中症予防指針 Ver.3.1, 2021 年
5)株式会社テクノ菱和：空気状態値算出で使用している計算式,
https://www.techno-ryowa.co.jp/rrlab/note.html(2022 年 1 月 18 日確認)6) エバーグリーン・マーケティング株式会社：温度と湿度の関係は？
快適な温度・湿度を保つ方法もご紹介,
https://www.egmkt.co.jp/column/consumer/20210506_EG_067.htm
l (2022 年 1 月 18 日確認)

ころ、
WBGT が上昇しても下降しても不快側に推移するこ（今川研究室）3.3 WBGTの分布
図6にWBGTの分布を示す。21~23℃付近が多く、平均は20.5℃となった。WBGTの危険度でみる21~23℃は、一番
危険度の低い段階(25℃未満[注意])に該当した。したがって今回の調査対象の住宅は、激しい運動をしなければ熱中症のリスクは低いと考えられる。図7に各月のWBGTを示す。夏の始まりからWBGTの値が高くなっていき、秋に近くなるにつれてWBGTは下がっていった。WBGT値は8月が1番高い傾向となった。
3.4 熱的快適性と WBGT の関係
図 8 に WBGT と寒暑感の関係を示す。WBGT の上昇に応じて、寒暑感の値も大きくなっていた。WBGT が 20℃以下になると寒い側の申告も増えていた。図 9 に快適感とWBGT の関係を示す。快適感と WBGT では明確な関係性とが分かった。

高強度コンクリート梁貫通形式柱 RC 梁 S 接合部の構造性能に関する研究
217-114 萩原
1．はじめに千陽

分けないで，縦打ちでコンクリートを一体に打設した。
2.2

本研究では梁貫通形式ふさぎ板タイプの柱 RC 梁 S 接

使用材料

合部を対象とする。この柱梁接合部のせん断耐力および表-1 に鋼材の材料試験結果を示す。表-2 にコンクリー

支圧耐力の向上を目的として，柱梁接合部のみコンクリ

トの材料試験結果を示す。コンクリートは粗骨材 13mm

ートを高強度化した場合の構造性能を検討することを目の普通コンクリートである。

的として行った実験について報告する。

2.3

2．実験計画2. 1

加力方法

図-3 に加力装置の概要を示す。加力は柱の上下端をピン支持し，柱に一定の圧縮軸力 Nc=ɴ×B×D×σB（ɴ=

試験体

試験体は 3 体で，柱梁接合部のコンクリート設計基準0.15）を載荷した後，梁先端に正負繰り返しのせん断力

強度を 60N/mm2（試験体 JS-60/60），90N/mm2（JS-90/60）を載荷することとした。変位計測は，柱上下のピンに取2

および 120 N/mm （JS-120/60）に変化させた。柱部分のり付けた測定フレームを用いて梁先端の変位を測定し，

2

コンクリート強度は，各試験体共通で 60N/mm とした。

十字形骨組の層間変位角 R を繰り返し載荷に対する制御

図-1 に試験体の形状を，図-2 に断面詳細を示す。試験変位とした。梁先端の変位は，左右の梁先端に 4 ヶ所ず

体の形状および断面は，各試験体共通である。

つ変位計を設置し，左右それぞれの平均値とした。
3．実験結果

試験体は柱梁接合部を含む十字形部分架構の形状とし，
梁先端のピン間距離を L=4000mm，柱先端のピン間距離

図-4 に R=20/1000rad 時におけるひび割れ状況を示す。

を H=2000mm とした。柱断面は B×D=300×300mm，柱主各試験体の破壊経過はほぼ同じであった。まず R=5/1000

筋は 16-D19（SD490，引張鉄筋比 Pt=1.40%），帯筋はrad サイクル時に柱に曲げひび割れが発生し，R=10/1000

4-D10@60（785 級高強度せん断補強筋，帯筋比 Pw=

rad サイクル時に直交梁フランジから斜めひび割れが発

1.58%）である。柱主筋の配置は変則的であるが，これ生し，引き続きふさぎ板からも斜めひび割れが発生した。
45 40

は柱の曲げ耐力を確保するためである。加力梁の断面は梁

130（SN490B）とした。柱梁接合部のせん断破壊が先行する

300

45

BH-250×100×6×28（SN490B），
直交梁は BH-250×100×6×12（SS400）とした。
試験体 JS-90/60，JS-120/60 はまず柱梁接合部のコンク
40 45

リートを縦打ちし，その後上下の柱部分を平打ちした。

130

45

40 45

ように，加力梁のフランジを厚くした。ふさぎ板は PL-2.3

45 40

300

柱梁接合部と柱部分のコンクリートの打継ぎは，図-2 に

柱断面示すように，梁フランジからそれぞれ上下に 45mm の位

ふさぎ板の高さ（打継ぎ位置）

図-2 試験体の断面詳細置に設けた。試験体 JS-60/60 では，コンクリートを打ち（単位；mm）

表-1 鋼材の引張試験結果
1,050

750

4,000

750

1,050

200

200

RC柱
300×300

加力梁
BH-250×100×6×28

鋼種

部位

PL-28
PL-12
PL-6
PL-2.3
D19
K10

梁フランジ
直交梁フランジ
ウェブ
ふさぎ板
柱主筋
柱帯筋

降伏強度
2

(N/mm )
370.1
380.8
450.0
232.6
531.3
730.2

ヤング係数
2

(N/mm )
195210204190204110213090189260198690

表-2 コンクリートの材料試験結果
ふさぎ板
PL-2.3直交梁
BH-250×100×6×12

200

800

2,000

800

補助梁
BH-350×150×9×21200

図-1 試験体の形状（単位；mm）

設計基準強度 圧縮強度 ヤング係数 割裂強度
22
2s B (N/mm ) E c (N/mm ) (N/mm2)
Fc(N/mm )
60
65.6
37090
3.27
90
95.1
40830
3.71
120
138.3
48410
4.06
Fc60は5回，Fc90は2回，Fc120は2回の試験の平均値

▼245 kN

250

梁曲げ

300

Qc (kN)Qc (kN)

300
200
150
100

200
150
50

0
-60 -50 -40 -30 -20 -10
-50 0

反力壁

10

20

30

50

Qc (kN)

300

ロードセル

273 kN▼-200-235 kN ▲

250
200
150

せん断

50
0
-60 -50 -40 -30 -20 -10
-50 0

10

20

30

40

50

60

70

R (1/1000rad.)

-100
-150

図-3 加力装置の概要

安藤RCS2021
JS-120/60

-200
-250

-260 kN ▲JS-60/60

JS-90/60

-300

4000
3500
3000
2500
2000
1500
1000
500
0
-50
0

安藤RCS2021
JS-60/60
BF3

図-4 ひび割れ状況（R=20/1000rad） -150

-100

40

300
200
100

-200
-300

（試験体 JS60/60）

4000
3500
3000
R=10/1000
2500
2000
ry
1500
1000
R=5/1000
500
ゲージ位置(mm)R=5/1000
050
100 150 -150 -100 -50
0

せん断ひずみγ

ふさぎ板

R=20/1000
R=10/1000
ゲージ位置(mm)50100ルで加力梁フランジからコンクリートの表-3 終局耐力の実験値と計算値の比較
試験体

終局耐力計算値
柱梁接合部の最大耐力
コンクリート
柱梁接合部
梁
実験値
強度
曲げ耐力 せん断耐力 支圧耐力

JS60/60

65.6 N/mm2

244.8

JS90/60

2

247.1

JS60/60（Fc=60）の梁フランジ端部のひず

95.1 N/mm

JS120/60

138.3 N/mm

2

272.6

みを示す。いずれの試験体もひび割れの最大耐力の実験値は，正荷重時の最大値である。 各値とも，柱せん断力で示す。 （単位；kN）

もコンクリートの圧壊が顕著になった。
図-5 に荷重-変位曲線を，図-6 に試験体

271.3

計算値

150

実／計

121.8

165.9

121.8

2.01

133.3

196.4

133.3

1.85

150.1

196.0

150.1

1.82

発生とともに剛性が低下し，R=30/1000rad，試験体 JS

ウェブおよびふさぎ板のせん断補強効果は同等であるこ

120/60 では R=40/1000rad で最大耐力に達した。最大耐力とが示された。

はコンクリート強度が大きくなるに従い大きくなった。

表-3 に終局耐力の実験値と計算値を，図-6 中には計算

その後の耐力低下は小さかった。柱梁接合部のせん断破ラインを示す。終局耐力の計算は，日本建築学会；柱 RC

壊が先行するように計画したが，図-6 に示すように，試梁 S 混合構造設計指針に準じた。計算値は柱梁接合部の験体 JS60/60 でも最大耐力時にはフランジが局部的にほせん断耐力で決まったが，実験値よりかなり小さくなっ

ぼ引張降伏し，他の試験体ではより顕著であった。

た。また試験体 JS-120/60 の実験値は梁曲げ耐力より大図-7 に柱梁接合部のウェブおよびふさぎ板のせん断ひ
ずみ分布を示す（黒実線；JS-60/60，赤破線；JS-90/60，

70

-300

図-7 柱梁接合部ウェブおよびふさぎ板のせん断ひずみ分布/1000rad であった。最終的には各試験体と60

安藤RCS2021
JS-90/60

試験体 JS60/60 では R=30/1000rad サイク
圧壊が生じたが，他の試験体では R=4050

R (1/1000rad.)

図-6 梁フランジのひずみ

ウェブ

せん断ひずみγJS-120/60300-8000-6000-4000-2000 0 2000 4000 6000 8000
-100
ε (μ)

図-5 荷重－変位曲線
ry

-250

梁曲げ

100

ふさぎ板

20

-150

-300

補助梁

10

-100

安藤RCS2021
JS-60/60-250-236 kN ▲ジャッキ

0
70 -60 -50 -40 -30 -20 -10-50 0

Q c (kN)

ターンバック

加力梁

60

-150
-200

試験体

40

R (1/1000rad.)

-100

ロードセル

せん断

100

せん断

50

ジャッキ

梁曲げ

▼247 kN

250

きくなった。
4．まとめ

青一点鎖線；JS-120/60）。縦軸は 3 軸ひずみゲージから

柱梁接合部のみに高強度コンクリートを用いた梁貫通求めた各測定位置でのせん断ひずみである。いずれの試形式ふさぎ板タイプの柱RC梁S接合部の実験より，コンク

験体も R=20/1000rad 時にはウェブおよびふさぎ板とも

リート強度が大きくなるに従い，最大耐力は大きくなるこにほぼせん断降伏した。降伏前もほぼ同じせん断ひずみとがわかった。終局耐力の計算値については引き続き検討を示し，柱梁接合部に高強度コンクリートを用いても，が必要である。

(宮内研究室)Deep Learning を用いた気流予測に関する研究
第1報

建物周辺気流分布の画像生成
217-118

羽根田

駆 (共同研究者 218-037 岸野 建造)

1.背景・目的
近年、建築分野における Deep Learning(深層学習)の活用が広がっている。CFD 解析の分野でも結果の画像を学習させることで、CFD 解析を行わずに屋外・屋内全体の風速分布を予測する研究例 1)が幾らか見られる。こうした研究はまだ少なく、CFD 解析に代わる気流予測手法となり普及するにはまだ時間がかかるものと思われる。

図 1 解析領域

図 2 建物モデル

表 1 解析条件

本研究では、Deep Learning を CFD 解析の代替手法や組み合わせた活用方法としての可能性について研究する。
本報では屋外気流場を対象とし、解析領域内に建物を設けた場合の建物周辺気流性状について Deep Learning による予測を試み、Neural Network(以下、NN )構造や学習反復
世代数等に関する知見を得ることを目的とする。
2.解析概要CFD解析には㈱アドバンスドナレッジ研究所製 FloeDesigner2021
を使用。Deep Learning には㈱ソニーグループの Neural
Network Console (以下 NNC)を使用。NNC では多層の NN から成る Deep Learning を用いた機械学習による画像認識が可能である。本報では NNC を用いて CFD 解析結果の画像を学習し、単一の水平面に限定した上で、CFD 解析と同等の気流予測画像の生成を試みる。以下に作業過程を示す。
(1)

CFD 解析用のモデルを作成する。本報では移動可能

図 3 CFD 解析結果画像（評価用データの 1 例）

範囲を 2 つの建物（20m 角立方体）が 20m ピッチで移動する。図 1 に解析領域、図 2 に建物モデルを示す。
(2)

CFD 解析における 2 つの建物配置は各々X 座標 10 通り、Y 座標 10 通りとして、計 10,000 ケース(組み合わせは 4,950 通り。)を実行し、風速分布( Z＝10m )の画像を作成する。表 1 に解析条件を示す。

(3)

保存した画像を全て同じサイズにリサイズ(本研究では カラー24bit 150×100pixel)して、建物配置と結果画像が対になったデータセットを作成する。データ
図 4 Neural Network 構造

セットは入力画像の建物配置画像と風速コンター画像
3 成分(U・V・W)の計 4 枚を 1 組とした 10,000 データを用意。
図 3 にリサイズした CFD解析結果画像を示す。
(4)

作成したデータセットを NNC に取り込み、画像学習が可能な NN 構造を作成し、風速 3 成分を同時に画像学習する。試行の上作成した NN 構造を図 4 に示す。

(5)

学習結果を踏まえて学習データ数・学習反復世代数を変化させ、より学習負荷が少なく誤差（画像ピクセ
ルの RGB 値の平均二乗誤差）の小さい結果を予測可能な組み合わせについて探索する。(RGB 値は長整数に換算した場合の最大値「R+G×256+B×2562 = 16,777,215」
を「1」とする。)

3.学習結果学習 の際使用し た PC の スペ ックは 、 CPU:intel(R)Core(TM)i7-9700,GPU:NVIDIA GeForce GTX 1660Ti である。
3.1 学習データ数による結果の変化
学習は全て、学習反復世代数(学習完了までの最適化の世代数)500 世代、バッチサイズ（1 世代での学習データを使う量）16 データを共通設定として学習する。
学習データ数毎による学習結果として、図 3 の評価用データを予測して生成された画像を図 5 に、このときの学習処理時間と評価誤差を図 6 に示す。

50 データ(上)・1,000 データ(中)・9,000 データ(下)500 世代(上)・2,000 世代(中)・5,000 世代(下)

図 5 学習データ数による学習結果の変化

図 7 学習反復世代数による学習結果の変化

図 6 学習処理時間と評価誤差のグラフ

図 8 学習処理時間と評価誤差のグラフ

まず、十分な学習データを用意した場合として 10,000 デ

500 世代を基準として、学習反復世代数が 2 倍、4 倍、10ータのうちランダム抽出した 9,000 データを学習用とした。

倍となると学習処理時間は約・1.4 倍、3.0 倍、7.0 倍、評(学習で使用しないデータを評価用とする。)

価誤差は約・0.50 倍、0.42 倍、0.38 倍となった。

学習処理時間は 51 時間 59 分 7 秒、評価誤差(評価用デ

評価誤差は学習反復世代数を増やすと小さくなる。しかータを予測した際の平均二乗誤差)は 0.000025 となった。

し、誤差の減少幅は学習反復世代数が増加すると減少し、誤差は比較的に小さく、精度よく CFD 解析結果画像を再現

特に 2,000 世代以降は誤差の減り方が鈍くなる。

出来ているといえる(図 5 下段)。
次に少量の学習データに限定した場合として 50 データを学習した。この学習処理時間は 2 時間 50 分 23 秒、評価

学習反復世代数が増えると、V・W 成分風速の再現精度が僅かに向上した(図 7)。
4.考察

誤差は 0.095422 となった。誤差が大きく、生成された画像も不鮮明で再現性が非常に悪い(図 5 上段)。

図 6,8 から大まかには学習処理時間は学習データ数にも学習反復世代数にも比例するといえる。しかし評価誤差は

学習データ数について 100～2,000 データの範囲で試行

学習データ数が増えると反比例的に減少するのに対して、した。1,000 データを学習した場合には、学習処理時間は学習反復世代数が増えてもある程度の世代から(本検討で9 時間 16 分 37 秒、評価誤差は 0.000141 となった。9,000は 2,000 世代以降)評価誤差の減少が緩やかになる。

データを学習させた場合と比べると若干精度が落ちるが、見た目にも本来の風速分布を概ね予測出来ていると見ら第一には学習データ数を増やすことが効果的といえる。
5.まとめれる(図 5 中段)。
3.2 学習反復世代数による結果の変化

NN を用いた CFD 解析結果画像の予測・生成は十分に可能であると考えられる。

学習は全て、学習データ数 500 データ、バッチサイズ 16

今後は、より学習効率の良い NN 構造や評価誤差を小さ

データを共通設定とする。学習反復世代数は 500 世代、くする方法を探索するとともに、鉛直方向の風速分布や、1,000 世代、2,000 世代、5,000 世代の 4 通りとする。

温度分布まで含めた予測について検討する予定である。

学習反復世代数毎による学習結果として、図 3 の評価用データを予測して生成された画像を図 7 に、このときの学
習処理時間と評価誤差を図 8 に示す。

参考文献
1）

田中英之,川上沢馬,松岡康友,畔上泰彦,「畳み込みニューラルネットワークによる
建物周辺気流の予測精度」,日本建築学会大会学術講演梗概集,p.805-806,40377,2019年9月(河野研究室)Deep Learning を用いた気流予測に関する研究
第2報

正面風向時における開口位置の気流予測
218-037

岸野 建造

１．背景・目的（共同研究者

217-118 羽根田

駆）

表１ 屋外 CFD 解析条件

CFD 解析で居室内の通風性状を予測する場合には、建物周囲を含めた広範囲な領域で解析を行う必要がある。通風
開口位置の検討を行う場合には解析を繰り返すことにな(x)4×(y)4×(z)4 [m3]

収束判定

10-5

(x)120×(y)80×(z)40 [m ]乱流モデル

修正L-Kモデル

2,992,626 (x:203 y:162 z:91)

アルゴリズムSIMPLEC

対象建物

3

解析領域
格子数
風速

1.0 [m/s] (高さ10 [m] ,α=0.20) 移流項差分スキーム

QUICK

り時間を要する。予め開口を開けていないシールドモデル
形状の建物を対象として解析を行い、算出された建物周りの気流性状から開口を設けた際の開口位置の気流を特定できるのであれば、様々な開口パターンの試行については
室内領域のみの解析で済む。屋外を含む解析と室内のみの解析とでは計算格子数が大幅に異なるため、解析時間を大幅に短縮できる可能性がある。こうした視点での研究は倉渕ら

図１

屋外 CFD 解析領域

図２ 建物モデル１）

により局所相似モデル に関する理論的研究がなされている。
本研究では、「シールドモデルの建物周辺気流」と、「開口 を 設 け た 際 の 開 口 位 置 の 気 流 」 と の 関 係 を Neural

建物と同じ高さ・幅でトリミング（赤枠）

Network で構築することで、一度のシールドモデルの CFD
解析から多様な開口位置の風向・風速の予測が可能である
開口想定位置（画角の中心）かについて検討する。本年度は正面風向時を対象とする。
近年、建築分野における Deep Learning の活用が広がり、対象建物

CFD 解析の分野でも事前学習により CFD 解析を行わずに屋
外・屋内の風速分布を予測する研究例が幾らか見られる。

図３ 学習に用いるシールドモデルの風速分布画像

これらの研究が一般的な３次元に対応した気流予測ツー
ルとなり普及するにはまだ時間がかかるものと思われる。
本研究は、開口位置のみの気流予測に限定することで、近い将来での実用化を目指すものである。
２．研究概要CFD 解 析 に は ㈱ ア ド バ ン ス ド ナ レ ッ ジ 研 究 所 のFlowDesigner2021 を用い、深層学習には㈱ソニーグループの Neural Network Console（以下 NNC）を用いる。Neural
Network(以下 NN)を用いて、以下の手順で開口面の気流性

図４ Neural Network の構造状を予測し、屋外解析の再現が可能であるかを確かめる。

ーンを作成する。解析条件を表１、解析領域を図１、対象(1) NN での予測に必要な情報を得るべく屋外 CFD 解析を

建物を図２に示す。

行い、シールドモデルの開口想定位置周辺の気流分布学習に使用する画像は図３に示すように、CFD 解析によの画像と、開口を設けたモデルの開口面気流のデータ

るスカラー風速分布の白黒画像を開口が想定される位置

セットを 17 パターン用意する。

が真ん中になるようにトリミングし、80×80pixel、カラ(2) 17 パターンのデータセットのうち一部を訓練データ、

ー24bit にリサイズする。NN で予測する項目は風速(u,v,w

残りを評価用データとして NN に予測させる。

３成分)、乱流エネルギー(以下 k)、散逸率(以下 ε)の５(3) 予測によって得られた開口面気流データを屋内 CFD項目とする。開口部を 8×8 の 64 部分に分割し、各部の解析の境界条件として入力し屋内気流を再現する。

u,v,w,k,ε について学習させる。数値の範囲が u,v,w とｋ,ε(4) NN の予測をもとに再現した屋内解析の風速分布と、では異なるため、図４に示す通り NN の構造を別にして予屋外解析の風速分布(評価用データ)を比較して予測測した。風速は範囲が-1.0～1.0 と正負をとるため活性化精度を確かめる。

関数に Tanh を、ｋ,ε は範囲が 0.0～1.0 のため sigmoid2

屋外解析は風上と風下に 0.8×0.8 m の開口を設け、風を用いた。17 パターンの内、開口が最外端にある 2 パタ

上の開口を端から 0.2 m ピッチで水平移動させて 17 パターンについては他の 15 パターンとは異なる傾向の風速分

布を示すため予測精度に影響を及ぼすことを考慮し、開表３ 予測値の二乗平均誤差

口が最外端となる 2 パターンを含めて学習したものを

u,v,w [ m/s ]k [ m2/s2 ]ε [ m2/s3 ]ケース１

0.0188493

0.0051058

0.0002825

ケース２

0.0083795

0.0033766

0.0002939「ケース１」、これらを省いて学習したものを「ケース２」とし、２通りの予測精度を比較する。ケース１では

表４

端から 0.4 m ピッチで移動させた 9 パターンを訓練用データ、その間の 8 パターンを評価用データとし、ケース

メッシュ数・解析時間比較
屋外解析

ケース１

ケース2

総メッシュ数

2,992,626

127,776

127,776

平均解析時間33分52秒

7分32秒

6分18秒

２では両端を除いた 7 パターンを訓練用データとし、評価用データはケース１と同じ 8 パターンを用いた。学習
反復世代数は 10,000 回で、バッチサイズ(１世代当たりに学習に使用するデータ数)は「6」として学習した。
屋内解析は屋外解析の屋内部分と同じ格子分割とし、流入境界と疑似的な流出境界(指向性をもたせるべく FAN
境界で代用。)の各部分に予測した５項目を入力する。表２に解析条件、図５に解析領域、図６に流入境界の画像を示す。解析領域の画像では FAN 境界を置くために領域を拡張してあるが、居室対象となるのは左の立方体形状の空間である。
表２

屋内 CFD 解析条件

解析領域(x)6×(y)4×(z)4 [m3]乱流モデル

修正L-Kモデル

格子数127,776 (x:66 y:44 z:44)

アルゴリズムSIMPLEC

収束判定

10-5

移流項差分スキーム

QUICK

図５ 屋内 CFD 解析領域

図６

流入境界

３．結果

図７ 開口中心高さのスカラー風速分布

NN による予測を屋内解析に入力し再現したスカラー風

本報では単純形状建物で設計変数が開口の位置のみで速と、正解となる屋外解析のデータの開口中心高さのスあったため 17 パターンという少ないデータセット数で予

カラー風速の結果画像を図７に示す。ケース１, ケース

測することができたが、設計変数が複数になり複雑にな

２ともに、正解に近い結果になったが、２つを比較する

るとデータセットの数を追加する必要がある。また、学とケース２の方がより高い精度での予測になっている。

習に用いた画像は１パターン当たり鉛直１断面のみであ

開口面の各項目についての NN の予測値と正解値の二乗ったが、学習画像種類についても今後は追加が必要であ

平均誤差を表３に示す。u,v,w と k については、ケース２

り、画像として切り取る部分・画角を検討する必要があの方が誤差は小さく、ε については近い値であるがケースると考えられる。

１の方が誤差は小さいという結果になった。

５．まとめ

解析の格子数と平均解析時間を表４に示す。屋内解析

深層学習によってシールドモデルの解析画像から開口にすることで、格子数は約 1/23～1/24 に減少し解析時間を想定する位置の気流の予測が可能であると考えられは約 1/4～1/5 に短縮された。NN の学習に要した平均時間る。本報では立方体建物で一方の開口を水平に動かしたは風速 3 成分で 8 分 29 秒、ｋ,ε で 2 分 30 秒であった。

が、今後は２つの開口を上下左右に移動させた場合や、

４．考察

斜め風向時の場合、立方体以外の建物形状の場合についケース１の予測精度がケース２よりも悪かった原因はても予測可能であるかを検討する。

風速分布傾向の違う最外端のデータを学習に使用したこ【参考文献】とであると考えられる。開口が端に近づくほど予測精度

1)が悪くなっているため、特異的なデータを使うと少し離れた位置の予測精度が低下することが確かめられた。

後藤伴延，大場正昭，倉渕隆，遠藤智行，赤嶺嘉彦，野中俊宏，塚本健二，「流出開口部への局所相似モデルの適用に関する検討 通風時の換気量予測法に関する研究（第３報）」日本建築学会環境系論文集 p259-266，
2012 年 4 月（河野研究室）３ユニット移動昇降式足場に及ぼすランダム関数による誤差の応力解析

217124平塚輝成

１．はじめに
従来の足場は昇降式足場に比べ部材が多く、組立・解体に数日を要し工期の長期化の要因ともなる。近年、用途に応じて様々な足場が開発されている中で、移動昇降式足場
は、従来の工法に比べ、組立・解体が早く、工期の短縮と資材の削減が実現でき、トータルコストの削減にも繋がる。
さらに、適切な高さで作業ができるため施工性にも優れており、作業中に日射を遮らず、監視カメラの設置により、作業周辺の安全が確保できるため、安全性にも優れている。
図 2:ユニット立面図

本論文では、移動昇降式足場において使用される作業床架台の製作誤差を考慮した試験体の性能および製作誤差による影響を検討する。具体的には試験体の解析モデルを

図 3:TB-3A(誤差なしモデル)作成し、数値解析を行い実際の実験値と比較することで解析値の検討を行う。また、応力やひずみ、節点変位などの状況も加えて解析結果および既存の載荷実験の結果と比

図 4:TB2-3B(左右非対称誤差モデル)

較・検討を行う。
2. 解析モデル
解析モデルは 3 つのユニットで構成されており、製作誤差を考慮しない標準ユニットの TB-3A と左右非対称の製作誤

図 5:TB2-3C(左右非対称誤差モデル)

差を考慮した TB2-3B、TB2-3C、TB2-3D の計 4 つの試験体の線材モデルを平面フレーム解析ソフト Super・Build/FA1
を用いて作成し、解析を行う。各ユニットはそれぞれ片側

図 6:TB2-3D(左右非対称誤差モデル)

をピン支持、もう片側をローラー支持とした。ユニット間

ユニットのメイン構造部材である上弦材、下弦材、斜材、の連結部には、接触を考慮したピン接合を設定し、曲げモ

支柱の材料特性を表 1 に示す。また、各部材詳細図を図 1ーメントの伝達の伝達が起こらないよう設定している。まに示す。さらに、中央ユニットの立面図を図 2 に示す。製

た、試験体の支点間距離は全て 5,976 ㎜である。

作誤差を考慮しない標準ユニットの TB-3A の線材モデルを

表 1;各部材の材料特性

部材名
上弦材
下弦材
支柱
斜材
補強プレート

寸法□100×50 t=2.12□50×50 t=3.01
Φ42.5 t=2.17
Φ34.04 t=2.14
50.0 t=6.0

図 3 に示す。左右非対称の製作誤差を考慮した TB2-3B、鋼材
STKR400
STKR400
STK400
STK400
SS400

TB2-3C、
TB2-3D の線材モデルを図 4 と図 5 と図 6 に示す。
製作誤差を考慮しない標準モデルの TB-3A はユニット間のせん断力による接触が上弦材・下弦材で同時に発生し、伝達される。標準ユニットに対し、製作誤差を考慮した TB23B と TB2-3C と TB2-3D は荷重の伝達に差が生じ、部材ごとに集中して荷重が発生する。
本研究では製作誤差による連結孔のずれをより現実的な誤差にするため、ランダム関数を用いて標準位置に対して±1 ㎜上下方向に発生させる。ランダム関数で考慮した誤差と載荷による鉛直変位の差がなくなった時、一度載荷を終了して偏心によるピンの接触が完了した箇所のモデルを変更し、再度載荷を行う。ピン接触毎にモデルを変更
し、すべてのピンの接触が完了するまで 1 点集中荷重で載荷を行う。

図 1:各部材詳細図

図 7:各試験体中央鉛直変位

図 11:各試験体斜材ひずみ

3.解析結果と考察
図 7 に荷重と中央変位の関係値を示す。全ての試験体で最大で 2～2.5 割の過小評価が見られた。これは載荷時の荷重が増加するにしたがって顕著になっている。

図 12:各試験体支柱ひずみ値に比べ、1.5～2 割の過小評価が見られた。下弦材においても同様に 1.5～2 割の過小評価が見られた。上弦材、下弦
図 8:3 ユニット試験体の計測位置

材ともに製作誤差を考慮しない標準ユニットの TB-3A のグラフが直線的になっており、これはユニット間のせん断力の接触が同時に発生したためである考えられる。また、製作誤差を考慮した TB2-3B と TB2-3C と TB2-3D は荷重の伝達に差が生じているため、ピン接触時に傾きが変化している。斜材では製作誤差を考慮した TB2-3B、TB2-3C、TB2-3D
は実験値との大きな差はなかったが、製作誤差を考慮しな
い TB-3A ではひずみが過大となった。支柱では製作誤差を考慮した TB2-3B、TB2-3C、TB2-3D でピン接触時に大きな変化が見られた。これはピン接触時の曲げモーメントが過図 9:各試験体上弦材ひずみ大となったためであると考えられる。
4.まとめ
本研究での実験値と解析値から得られた結論を以下にまとめる。
(1)中央鉛直変位ではすべての試験体で実験値に比べ最大で 2～2.5 割の過小評価が見られ、荷重が増加しピン接触毎に顕著になっている。
(2)製作誤差を考慮したモデルはピン接触時の曲げモーメ
ントの影響を強く受ける。

図 10:各試験体下弦材ひずみ
図 8 に 3 ユニット試験体の計測位置を示す。図 9～12 に各試験体の上弦材、下弦材、斜材、支柱の荷重とひずみの関係値を示す。製作誤差を考慮しない標準ユニットの TB3A と製作誤差を考慮した TB2-3B、TB2-3C、TB2-3D は実験

参考文献
1）林暁光：移動昇降式足場における足場作業床架台の強度実
験、東阪工業株式会社、2014 年
2）Super・Build/FA1～任意形平面フレーム解析～、ユニオン
システム株式会社
3)日本構造協会わかりやすい鉄骨の構造設計、2009 年、技報堂出版
（林研究室）

半剛接合部に使用されるアングルの弾塑性挙動に関する研究
217-138
１．はじめに丸井友輔

今回は、アングルの水平部分の寸法の違いをパラメー

現在の日本の構造設計では、通常建築物の接合部の場タとした 2 種類の解析モデルを作成し、梁端に 50mm ま合、完全なピン接合あるいは剛接合のどちらかで扱われでの変位制御による載荷と設定し、そこにかかる載荷荷ている。その中でも鉄骨構造の柱梁接合部は、大地震で重を数値解析の結果から算出する。両モデルにおいて、も破断させないことを目的とし、接合部の強度確保を中柱梁接合部曲げモーメントの算出に用いるピン支点から心とした溶接による剛接合がよく用いられている。しか反曲点までの距離ℓとアングルにかかる引張力 T を求めてし、兵庫県南部地震において、溶接接合部近傍に亀裂やいく。アングルの摩擦接合部のボルトが締まっている位破断が生じた例が多く見つかり、溶接を用いず、アング

置より下側の梁との接触面は、表面を滑らかにするため

ルなどのような接合金物と高力ボルトを利用した半剛接に、摩擦係数 0.01 を与えた。両モデルでは接合部の梁端合が注目されるようになった。

の回転中心とみなす位置にピンを設けた。このピンを設

本論文では、接合部の耐力や剛性の評価で使用していけた解析モデルの解析結果を利用して、それぞれの結果

る反曲点の位置について、アングルの弾塑性挙動を検討と比較を行い、反曲点の位置について考察し、その力学することによって評価を行ってみる。評価方法として、的性状を検討していく。

本研究室で行われた載荷実験の際に用いられた試験体に載荷点から接合部内の梁端までの距離を L、摩擦接合

似せた数値解析モデルを作成し、アングルの長さの違い

側（梁フランジとのをパラメータとし、３次元有限要素法ソフト Abaqus を用接合部分）のアングいて弾塑性解析を行った。これらの数値解析結果から、ルに生じる引張力 T、

反曲点の位置を算出し、異なる荷重レベルにおける反曲

ピンから引張接合側点の位置及びその変化を検討した。

のアングルプレート

２．数値解析の概要の反曲点までの距離ℓ

アングルと高力ボルトによる柱梁接合部の数値解析をを用いて、次の式が行った。図 1 に解析モデルの概要、表 1 に解析モデルの使成り立つ。
図 2 反曲点の距離例

用鋼材や寸法を示す。

PL＝Tℓ３．数値解析について
汎用プリ・ポストシステムである HyperMesh を用いてモデルを作成し、汎用構造ソフト ABAQUS を用いて数値解析を行った。そして、数値解析結果は汎用プリ・ポス
MODEL1

トシステムである HyperView を用いて可視化処理を行い、挙動の確認、変位の大きさなどのデータを算出した。図 3
は、モデルの要素分割の状況を示す。また、解析時間の短縮を図るために、ピン設定によって不要になった箇所（解析結果に影響を全く与えない部分を黒枠で示す）を省略している。

MODEL2
図1

P

解析モデル概要

表 1 解析モデル名および使用鋼材・寸法
解析モデ
ル名

梁

ボルト

(mm)

柱
(mm)

ア ン グ
ル
(mm)

MODEL1
MODEL2

H-194×150×6×9

M20

H-

M22

200×200×8×12

L－187×110×12

図 3 モデルの要素分割の状況解析に使用した鋼材は SS400、高力ボルト(引張接合側

L－187×130×12

M20、摩擦接合側 M22)、アングル等で、それぞれに使用した材料設定は、ヤング係数を 20500N/㎟、ポアソン比

を 0.3 とし、アングルの弾塑性の性質を設定する際に使用する真応力、真ひずみの値は今年度の本研究室の載荷実験で得られた結果から使用している。また、数値解析は単調載荷としている。
４．解析結果各解析モデルに対してアングルの寸法の違いに着目し、単調載荷の解析結果を比較する。図４に解析値の結果をもとに作成した荷重-変位グラフ、図 5 に荷重-引張力グラ
フを、図６に解析結果から得られた数値を使用し、反曲点を算出し、反曲点の最大範囲であるアングルのかかとからボルトナット部までの区間のどの位置にあるかを示したグラフである。このグラフではアングルのかかと部を基準とし、最大範囲のボルトナットまでの位置を 100％

図 8MODEL1 の応力分布図
図 7 では、数値解析による MODEL1 の変形状況を示す。

として表記している。

図 7(1)のように降伏耐力到達直前までは、載荷が進むにつれて少しずつ変形していたが、降伏耐力を過ぎてからは大きく変形し、最大耐力到達時には図 6(2)のように変形した。図 8 はアングルのボルト側から右に a、b、c、d、e と点を取り、それぞれ 4.6 ㎜、13.9 ㎜、23.1 ㎜、32.4 ㎜、41.6 ㎜の位置であり、同図の(1)は図 4 の荷重－変位曲線の直線区間、つまり弾性区間の中央辺りの応力分布を示しており、点ｃと点ｄの間に反曲点があることを示して
図 4 荷重－変位グラフ

図 5 荷重－引張力グラフ

いる。図 6 も示しているように、ここから荷重が増加すれば、反曲点がほぼ線形的に外側へ移動することがわかる。
降伏耐力辺りでは、図 8 の(2)で示しているように、反曲
点はほぼ点ｃ辺りになる。図 8(3)からも分かるように、最大耐力(最大荷重)辺りでは、点ｂと点ｃの間に移動した。
５まとめ
本論文では、梁に与えた荷重 P と、摩擦接合部のアング
ルに生じる引張力 T の釣り合いにより反曲点の位置を求め、反曲点の位置変化について検討した。変形の増大に

図６反曲点位置よって変化する反曲点の位置関係を検討するために、2 種

表 2 それぞれの反曲点距離のアングル接合部を用意したことで 2 パターンのモデルを

載荷初期

降伏耐力

最大耐力

作成し、これらの数値解析結果の比較を行った。その結

(KN)

(KN)

果、反曲点の位置はアングルかかとからボルトナット部

11.3までの区間において、概ね中央あたりに位置することが、応力分布の結果から確認できた。上記の釣り合いから得

MODEL1

5.61

(KN)
8.28

反曲点距離(mm)

35.6

40.5

49.3

MODEL2

3.95

6.68

8.26

反曲点距離(mm)

46.7

52.5

63.3

られた相対の位置は、アングルかかとからの割合で、初期剛性時で約 6 割、降伏耐力到達時で約 6.5 割、最大耐力(最大荷重)到達時で約 8 割となることが分かった。
６参考文献(1)石山貴之：「高力ボルトを用いた半剛接合部におけるシートアングルの弾塑性挙動に関する研究」大阪工業大学
卒業論文集 2020 年(2)中田匡亮：「接合アングルと補剛ア
ングルを用いた半剛接合部に関する研究」大阪工業大学
卒業論文集 2020 年(3)浜本憲史、植村章浩、林暁光：「フランジアングルを用いた半剛接合部の剛性評価」平成 18(1)降伏耐力到達時(2)最大耐力到達時

図 7MODEL1 の変形状況

年度日本建築学会近畿支部研究報告集（林研究室）

鋼構造ラーメン骨組における露出柱脚の復元力特性が地震応答性状に及ぼす影響
216-075
1.

はじめに

谷渕

悠晃

は，SR 型，DR 型の 2 種類，柱脚耐力比（bMu /Mpc）は 0.2

鋼構造建築物において，柱脚を非保有耐力接合とした露～1.5 の 14 種類を対象とする．また，柱脚剛性比（Kb /Kc）

出柱脚を有する場合，上部構造は，紡錘形の履歴性状を示については，bMu /Mpc と等しい値とし，柱軸力による抵抗

すのに対し，柱脚は塑性化後，上部構造とは異なる性質をモーメント bMn を下回る柱脚耐力比の解析モデルは割愛し示す．秋山ら 1)は，柱崩壊型の建物で 1 つの層にのみ異種ている．解析モデルは 596 種類になる．

の復元力特性を示す構造要素が混在する場合，混合層に損

2.3 解析モデル

傷集中が生じるとし，河野ら 2)は，柱脚ヒンジ型アンカー

各層の重量は A 骨組を 1,412kN，B 骨組を 1,129kN とボルトを先行して塑性化させることによるスリップ型（SRし，解析モデルの各節点および梁中央に鉛直荷重として与型）とベースプレートを先行して塑性化させることによるえる．すべての節点に接合部パネルを考慮し，剛床仮定の除荷点指向型（DR 型）の履歴特性の違いは，上部構造おもと各階の節点は，水平方向のみ変位等置とする．柱脚は，よび柱脚自身の変形応答にあまり影響を与えないとして

文献 3)と同様に SR 型，DR 型の履歴特性を持つ単軸バネいる．しかし，これらの研究では，入力地震動，地震入力にそれぞれ履歴減衰を生じない弾性バイリニア型の履歴

レベル，解析骨組などの条件が限られているため，より幅特性の単軸バネを並列に配置することで柱軸力による抵

広い条件下での応答が不明瞭である．

抗モーメントを考慮した 2 種類の履歴特性を表現する（図既往の研究 3)において，提案式を用いた応答予測を行っ

1）．柱・梁・接合部パネルは，bi-linear 型にモデル化した

たが，骨組や柱脚耐力比によって精度が低くいものも見らものを用いる．各部材の降伏応力度は，F 値を 1.1 倍とすれた．特に低層骨組において柱脚の変形が大きく，この一る．R 骨組は，床スラブを想定し，梁剛性を 1.4 倍とする．

因として固有周期に関わらず地震入力レベルに擬似速度
応答スペクトル SV＝1.50 m/s 相当で一定値を用いたことが考えられる．
本論では，固有周期 1 秒未満の露出柱脚を持つラーメン
骨組の地震応答性状について考察し，より精度が良い地震応答予測法を提案することを目的とする．
2.

解析計画

2.1 検討対象建物
解析骨組は，均等4スパンラーメン骨組のA骨組，不均等(a)スリップ型（SR 型）
図1(b)除荷点指向型（DR 型）

並列結合した単軸バネモデルの履歴特性

2.4 解析条件

3スパンラーメン骨組のB骨組とし，文献4)において設計さ解析プログラムには，SNAP（ver.7）を用いる．解析にれたうち必要保有水平耐力（DS =0.25）に対して必要最小は，数値積分法として Newmark β 法（β＝0.25）を用い，断面を有するOシリーズと，保有水平耐力だけでなく一次積分計算における時間刻みは 0.0004 秒とする．減衰は，設計用地震荷重に対する層間変形角制限（1/200）および許減衰定数 2%の初期剛性比例型とし，骨組の PΔ 効果は層

容応力度も満足するような実断面を割り付けたRシリーズ

への等価荷重として考慮する．

とする．これらを組み合わせたAO，AR，BO，BR骨組の入力地震動は，El Centro NS，Hachinohe EW，Taft EW，

基準骨組4種と層数（2，4，8層）の3種類を組み合わせた

Kobe NS，Tohoku NS の 5 種類を用い，入力レベルは，固12種類の基準骨組を用いる．柱梁耐力比の影響を検討する

有周期 T≧1 の場合 SV＝1.50 m/s，T< 1 の場合 SV (T )（式ためさらに，基準骨組の柱の耐力のみを変更した骨組12種(1)）となるように各々収斂計算を用いて決定する.

（AO骨組を2倍，AR骨組を1/2倍，BO骨組を1.5倍，BR骨

SV (T )＝1.5T

組を1/1.5倍）を加えた計24種類が文献3)で用いられており，

図 2 は本国の耐震基本論でも採用する．文献4)の骨組は，1階柱下端を固定端と準の第 2 種地盤の設計しているが，本論では，柱脚の履歴特性を付与した回転バ

速度応答スペクトルとネを挿入し解析骨組として用いる．

ほぼ対応しており，図2.2 解析パラメータ

中に各骨組の SV ― T

解析パラメータは，上述の基準骨組 24 種類，履歴特性(1)関係を示している．

Sv (m/s)2
1.5

AR-04,BR-04
BO-02 AO-04,BO-04,BR-08,AR-08
AR-02
AO-02
AO-08
BO-08
BR-02

1
0.5

T (s)

0
0

1

図2

Sv－T 関係

2

3.

解析結果

果を図 3 に示す．また，本論と文献 3)の各骨組の応答値と3.1

地震入力レベルによる影響

予測値の相関関係を応答値の回帰式（y 切片をゼロとした柱脚の正負の最大変形角の差を最大変形振幅 θAmax（単直線式）とともに図 7 に示す．本論の予測式は固有周期 1

位：rad）と定義する．縦軸を 5 波平均の θAmax，横軸を bMu

秒未満の骨組の SV (T )，COFS 2<1 を新たに考慮している．

/Mpc として固有周期 1 秒未満の骨組の SV (T )と SV = 1.50

図 3 より，2 層の固有周期 1 秒未満の O 骨組は予測値がm/s の解析結果の比較を図 3 に示す．ただし掲載は，各骨解析値を下回り，R 骨組では予測値が解析値を上回った．

組の外柱と内柱の結果に大きな差は見られないため，内柱図 7 より，新たに提案した予測式の精度は既往の予測式のみとし，また柱脚の履歴特性の違いによる柱脚の最大変

3)の精度と比較してほぼ変化が見られなかったが，図 7 の形角に大きな影響が見られないため，SR 型のみとする．

近似式を比較することで，今年度の提案式は少し安全側にSV = 1.50 m/s で θAmax が 3 直線の傾向を示した骨組は，SV (T )では θAmax が 2 直線に近い傾向を示し，柱が塑性化変化したといえる．
4

しづらくなったことが考察できる．
3.2

本論では，露出柱脚における地震入力レベルの違いが地応答予測

震応答性状に与える影響を地震応答解析により検討した．
θAmax

既往の研究により，柱脚以下に得られた知見を示す．
(1) 短周期域（1 秒未満）で地震入力レベルを小さくするの最大変形振幅 θAmax はあと θAmax が低下する傾向があり，3 直線の傾向を示し

る柱脚耐力比を境に線形的な減少を示す範囲と，概ね

2b θp

α
bMu /Mpc

一定となる範囲の 2 直線にβ近い傾向を示すとされている 3)．そこで図 4 に示すよ

図42 直線の折れ点に相当する柱脚耐力比を β，柱脚耐力比が β 以下の傾きを α，柱脚耐力比が β を超える場合は 2b θp（b θp ：柱脚全塑性時回転角）で一定とする． 図 5，6 より，α，β ともに柱梁耐力比 COFS 2 との相関がみられた，
α，β は式(2)，(3)のように定める．
α ＝ － 0.017COFS 2 － 0.03

る．ただし，bMu /Mpc＝1 の場合，COFS 2<1 の骨組で bMu/Mpc≧1 の場合は考察対象としない．
𝑀

=

⎨
⎪
⎩

𝑏𝑀𝑢

𝑀𝑝𝑐
𝑏𝑀𝑢

2 𝑏𝜃𝑝

(2) 本論で提案する θAmax の予測値の精度は文献 3)と同程[参考文献]
1)
2)

3)

4)

秋山宏：鉄骨柱脚の耐震設計，技報堂出版，1985
河野昭雄，松井千秋：柱脚の復元力特性の違いが梁降伏型ラーメンの地震応答性状に与える影響について，日本
建築学会構造系論文集，第 507 号，pp.139-146，1998.5
中野駿一：鋼構造ラーメン骨組みにおける露出柱脚の損傷予測に関する研究,大阪工業大学工学部建築学科修士
論文，2021.2
建築研究所，鋼材倶楽部：数値解析研究会研究報告書，1995.7(2)

β ＝ － 0.4COFS 2 ＋ 1.8(3)
この α，β を用いた式(4)を θAmax の予測式として提案す⎧𝛼 𝑏 𝑢 − 𝛽 + 2 𝑏𝜃𝑝
⎪ 𝑀𝑝𝑐

た骨組の θAmax は 2 直線に近くなる傾向があった．
度であった．精度向上は引き続き今後の課題である．

θAmax の近似直線

うな 2 直線で近似する．

𝜃

まとめ

𝑀𝑝𝑐

< min{𝛽, 1.0}

(4)

SV (T )予測値
0.12
0.1
0.08
0.06
0.04
0.02
0

> min{𝛽, 1.0}

0.1

2

0

提案式
3

COFS 2-0.04

R² = 0.66
R2=0.70

1.5

1

-0.12

= 0.40
R2R²
=0.40

図5

COFS 20

α－COFS2

SV (T )＝1.121
bMu /Mpc

0.5

1

1.5

θAmax－bMu/Mpc 関係の比較
補助線：y＝x

応答値 θAmax(rad)0.1

応答値 θAmax(rad)

0.08

0.06

y=0.92x0.06

y=1.01x0.04

R2=0.900.04

R2=0.91

0.02

予測値 θAmax(rad)0.02

予測値 θAmax(rad)0
0 0.020.040.060.08 0.1

0.5
0

α

COFS 2＝2.541(b) BO－02－C×1.5

0 0.020.040.060.08 0.1-0.08

θAmax (rad)

0

0

1

0.12
0.1
0.08
0.06
0.04
0.02
0

1.5

0.08

β

2

bMu /Mpc

0.5

回帰式

式(4)より SV (T )の θAmax の予測値と応答値を比較した結1

SV (T )＝0.899

図3

θAmax は 3 直線を示す．

0

COFS 2＝2.384(a)AR－02

式(4)において，COFS 2<2 の範囲では柱が主に塑性化し，

線形近似式

θAmax (rad)0SV＝1.50 m/s

SV (T )

1

図6

2

β－COFS2

3(a)本論(b)文献 3)図 7 θAmax の応答値－予測値の相関関係（向出研究室）偏心圧縮を受ける形鋼圧縮材の断続補剛に関する実験的研究（その 1

実験計画および実験結果）
217-146

１．序
耐震補強する際，やや細長比の大きい山形鋼や溝形鋼な

森岡 虎大朗めに相当）とする．被補剛材は，想定されるガセットプレート（PL-6）板芯を加力芯とした偏心 e（= 3mm + Cx，Cx：

どを補剛し，許容圧縮力を増やそうとする設計を行う場合

1 辺の縁端から図心までの距離）を与えている．

がある．その中で重機等が使用不可の際，人力での運搬・

２.２ 載荷方法

揚重を求められることや施工環境（足場など）が悪いケースも多く，施工性がより重要視される．

載荷方法の簡略図を図 2 に示す．試験体の両端を一方向
ピン他方向固定支持として，2000kN アムスラー型万能試

このような形鋼圧縮材の補剛方法は，既に様々な提案が験機により単調圧縮力を載荷し，面外方向で座屈するようなされている 1~4)など．補剛材の接合方法については，取付に設置する．座屈長さは，試験体長さ＋両端エンド PL 板

金物を介して補剛材を圧着する方法が多いが，高力ボルト

厚（32 mm）である．加力芯がガセットプレート板芯（想摩擦接合される例もある．長期的な屋外での環境下で，取定板厚 6mm）となる被補剛材外縁から 3mm の位置とし付金物の緩みなどのリスクを考慮すると，高力ボルト摩擦

た偏心圧縮載荷を基本とする．

接合や溶接接合にも優位な点があると考えられる．また，

２.３ 材料特性

補剛材の長さについては，被補剛材に近いものが多いが，使用材料の引張試験結果を表 2 に示す．各試験体におい補剛材長さを半分にして中央に配置した例もある．既往実て，被補剛材と補剛材は同一ロットの鋼材である．いずれ

験の載荷方法に着目すると，いずれの場合も中心軸圧縮載の値も規格値を満足する結果となった．

荷（被補剛材の重心から偏心が生じない条件）が採用され
表 1 実験パラメータている．しかし，形鋼を用いた軸力材では，一般に端部はガセットプレートを介して接合されるため，偏心が不可避であり，実建物での境界条件を再現しているとは言えない．

試験体

長さ
(mm)

被補剛材

A0X0-1.7

1700

A0X0-2.2

2200

力材を被補剛材として，長さ方向に断続的に補剛材を接合

A0X0-2.72700

し，重機を用いない簡易な施工ができることを目指した工A2H4-1.7

1700

A2H4-2.2

2200

A2H4-2.72700

本論では，1 丁のみの山形鋼もしくは溝形鋼を用いた軸法を対象とする．補剛材の接合方法については，高力ボル
ト摩擦接合を基本としながらもボルト接合や隅肉溶接接

A2H7-2.2

L-65×65×6

2200

補剛材

接合方法など無補剛−

HTB 4-M16（F10T）
2 L-65×65×6

HTB 7-M16（F10T）

合も検討に含める．

中ボルト 4-M16

２．実験計画

A2R4-2.22200

２.１ 使用試験体

A2W6-2.2

2200

2 L-50×50×6

試験体は，山形鋼 L−65×65×6（SS400）と溝形鋼［−A3H4-2.2

2200

3 L-65×65×6

100×50×5×7.5（SS400）の被補剛材を対象とし，複数にA3W6-2.2

2200

3 L-50×50×6

隅肉溶接 6mm

分割された補剛材を接合する．実験パラメータは，表 1 に

C0X0-1.7

無補剛−示すように，補剛の有無，補剛材の分割数（2 分割，3 分
割），補剛材の接合方法（高力ボルト摩擦接合，ボルト接合，

（6.8）

1700

隅肉溶接 6mm
HTB 4-M16（F10T）

C0X0-2.7［−100×50×5

2700

C2H4-1.7

×7.5

1700

2[ -100×50×5

HTB 4-M16

2700

×7.5

（F10T）

C2H4-2.7

隅肉溶接），補剛材 1 本あたりのボルト本数（4 本，7 本），
表 2 材料試験結果

座屈方向（面外），補剛方向（面外），試験体数は 15 体である．
補剛材の接合方法が，高力ボルト摩擦接合およびボルト
接合の場合には被補剛材と同一断面の補剛材を重ねて接合しており，隅肉溶接の場合にはサイズダウンした山形鋼を向かい合わせて箱形断面に近い形状となるように接合している．試験体表面は，高力ボルト接合の摩擦面を含めて，さび止め塗装（JIS K 5674，2 回塗り）する．締め付
けトルクは，高力ボルトで標準ボルト張力を目標として
325 Nm とし，中ボルトで 100 Nm（高力ボルトの一次締

鋼材の種類

使⽤試験体

L-65×65×6(SS400)
ロット1
L-65×65×6(SS400)
ロット2
L-65×65×6(SS400)
ロット3[-100×50×5
×7.5(SS400)A0X0-2.2 A2R4-2.2 A2H7-2.2

降伏強さ 引張強さ
22(N/mm ) (N/mm )
303

441

その他試験体315

455

A2H4yo-2.2 A2H4ye-2.2

334

465

390

473

A2H4-2.2 A3H4-2.2

C0X0-1.7 C0X0-2.7
C2H4-1.7 C2H4-2.7

)

)

吊りボルト
上段クロスヘッド

88

)

(

)

(

)

)

-

)

)

)

)

)

)

)

)

)

)

)

)

)

)

)

)

)
( (

-

)

3 )9 )9)

3 )9 )9

)

( (

)

( (

66(
66(
想していたが，補剛材 2 分割の試験体のボルト張力は，

)
( (

)

べり耐力の差も大きくなり，最大耐力にも影響が出ると予

)

)

)

3 )9 )9)9 )966(
で 0.31 66(
倍と大きな差があるのに対して，最大耐力が
A2H7- 33 ) 9)-93 ) 9)-93 )9 )9
3 )9 )9
4-M16(F10T)
66(
66(
66(
66( 倍，A2R4-2.2
2.2 で 1.11
で 0.91 倍と小さい変動にとどま3 ) 9)-9っている．溶接接合した場合，高力ボルト接合した際に比66(
A2H4-2.2 を基準とすると A2H7-2.2 で 1.75 倍，A2R4-2.2
)

)

)

)

)

)

)

)

)

)

)

)

)

(

(

75

)

r=

)

合した試験体比べると大きな差は見られなかった．補剛材
2 1/
2 1/

9) 9)9 )
66(

)

)

(

)

()

)

区間が 2 分割の試験体より増える（3 箇所→4 箇所）こと
で耐力が低下する影響と，Pdモーメントが最大となる材中))位置決めキャップボルト--の分割数を 2 分割から 3 分割に変更した試験体は，無補剛圧縮試験の載荷装置
1 方向ピン支承央を避けた位置に無補剛区間を設けたことで耐力が上昇(d))

する影響が打ち消し合い，2 分割補剛したものと同程度のC"H)-".*(b)A3H4-2.2
A"H*-"."b A"H*-"."b
図 2 載荷方法(c)A2W6-2.2 A"W$-"."b(d)C2H4-1.7

A"R)-"."b A"R)-"."b-

A"W$-"."b A"W$-"."b

2 1/

)

- )

)

最大耐力となったと考えられる．

) )

) )

)

(

参考文献
1)
高塚ら：既存山形鋼トラス部材の補強，日本建築学会
３．実験結果
大会学術講演会梗概集，構造 III，pp.1147-1148，
本実験により得られた A0X0-2.2，A2H4-2.2 の圧縮力 P
1994.92) 小澤ら：鉄塔山形鋼トラス個材の座屈補強実験，日本−軸変形𝛿! を図 3，P−中央位置の横たわみ𝛿"# 関係を図 4，
建築学会大会学術講演会梗概集，構造 III，pp.829-830，
A"R)-"."bA"H*-"."b 2006.9
A"H)-"."b
最大耐力の比較を図 5 に示す．図 3，4 中には，被補剛材
A"W$-"."
A-W$-"."
3) 福岡ら：送電用山形鋼鉄塔柱材の補強に関する研究，
単体の座屈荷重計算値 Pcr を併記しており，A0X0-2.2 を実
日本建築学会大会学術講演会梗概集，構造 III，pp.581-582，2003.9
線，A2H4-2.2 を点線で描いている．
4) 植野ら：組立補剛された山形鋼トラス部材の座屈耐力
無補剛試験体はいずれも，偏心が大きいため，補剛試験に関する研究，日本建築学会大会学術講演会梗概集，
構造 III，pp.839-840，2015.9
体と比べて軸変形，横たわみともに生じやすく，
図 3，4 をC"H)-0.*C"H)-".*（向出研究室）見ると座屈荷重計算値 Pcr の 0.5 倍程度で最大耐力 Pmax をP(kN)A2H4-2.2

60

60

0.5

40

40

0.0

20
0

20

δa(mm)
0510

図 3 圧縮力 P−軸変形𝛿!

150δdo(mm)
0

20

40

60

80

100

図 4 P −中央位置の横たわみ𝛿"# 関係

1.5

分割
増

1.0

分割
増

山形鋼

溝形鋼
C2H4-2.7

80

C2H4-1.7

80

A2H4-2.7

A0X0-2.2

A3W6-2.2100

2.7 1.7 2.7m m m

A2W6-2.2

100

2.2
m

A3H4-2.2

2.0

力
1.7
り耐
m すべ 大A2H7-2.2120

2.5

A2H4-2.2

120

Pmax/Pmaxo

Pcr

A2R4-2.2140

Pcr

A2H4-1.7

P(kN)

)
6

)

-

)

)

66(

)

)

)
)

)
)

)

(

)
)
)

で補剛材を接合した際のボルト張力の違いが大きいと，す2 73 )09) (9 4 3 ) 9) 9( 4
( 4
66( 3 )66( 9)-9は 1.7m
の 0.60倍になった．また，高力ボルト・中ボルト
TSMH
TSMH

2 1/
2 1/
2 1/
2 1/
べると，約
9.1〜11.9kN 耐力が低下したが他のボルト接

(

)

)

--

)

)

r

(

3 )9 )9)9 )9基準に山形鋼では0.68〜0.98 倍になり，溝形鋼では 2.7m
66(
66(

ピン回転中心図 1 試験体図例)))) =7)5

)
)

)
)
)
)

)
)

)
)

) )
( (
)
)
)

)
)

110

)

1.39 倍となった．次に長さによる影響を見ると，2.2m を(b) 上下 1方向ピン支承部(a)A2H4-2.2
A"H)-"."bA"H)-"."b

140

2 1/

)

)

)

9 ) 9 )
66(

効果により，補剛試験体の最大耐力
Pmax は，Pcr の 0.64〜
2 7 2 1/0
4 2 1/

3

3

)

)
)

)
)

)

50

4

3 )9 )966(

C"H)-0.*- ))4-M16(F10T) 3

)

(c)

) )

)

)

) )

)
)

(b)

)

9 ) 9 )
53 9 ) 9 ) 53
66(
66(
り，耐力にも影響が現れた．

2 1/

2 1/

載荷テーブル

)

)

(
50

50

50
)

)

)

)

(a)

2 7 0

250

2 1/

図2.1

) )
( (

)

(
) )
)

50
1,700

)

(
) )
)
)
)
)

)
)

)
)

) )
( (
)
)
)

)

)
)
)
(
)

2 1/

a) 2000kNアムスラー型万能試験機全体

3 )9 )966(

66(

9) 9)9 )
66(

)

--

2 1/

-

)

66(

)

)
)

(

2 1/

2 1/

2 1/

L
=

88

ンキの剥離（リューダースライン）が生じた．また，山形
)
)
)
)
2 1/
2 1/
2 1/
鋼の無補剛試験体では，変形が進むとともにねじれが起こ) )) )9 ) 9 ) 53
66(

9) 9)9 )66(

2 7 0 ( 4

)

( (

)

(
)

)
(
)

)

)

)

)
-

50

-

110

)9 )9
3 )9 )966(
66(

3 )9 )9
66(

2 1/

)

66(

)

)

)

3

3 )9 )966(

3 ) 9)-9
3 66() 9)-93 )9 )9

-

)

)

(
)

9) 9)9 )載荷テーブル
66(

)

)

( (

5
)

r=
7

)
( (
)

東面
2 1/

2 1/

3

1方向ピン支承部

53

2 1/

2 1/

)

)

)

)

)

(

2 7 0 ( 4L)9 9))99)9 )66(
3 )9 )966(2 7 0 4

)

)

)

2 7 0 ( 43 ) 9) 966(

50-2,200

)
)

)

50

66(

2 7 0 ( 4

)9
(

(
) )

50

50

)50

)
( ( ) 50

Lk(=L+32)

(

(

)

)

)
(

)

3 )9 )966(

3 )9 )966( )9) 9)9)( ()

22 1/ 7 0 (2 1/ 4

2 1/

( (

H

L

)

)

L)

)9
(

)

)
)

L

)

被補剛
る．

)

=

3 ) 9) 9
9) 9)9ピン回転中心) 上部クロスヘッド
図 5 を見ると，補剛試験体はいずれも，無補剛試験体の3 )9 )9
3 )66(
66(
倍ほどの最大耐力に達した．また，高力ボルト接耐圧板 1.3〜1.966(69) 9)9 ) ( 4合，ボルト接合の試験体は補剛により図心が加力芯に近づ
L
L
L
66(
位置決め円板くことで偏心の影響が小さくなったことと，補剛材の補剛 TSM
2 7 0 ( 4

)

(

)

)

)9 53)99 )66(9 ) ) ))(66(
3 ) 9) 9
L
66( L
)

)

3

)

)

)

)

)

)

)

66(

)
)

)

)

)

9 ) 9 )1 方向ピン支承
66(

66(

)

)

)

擦面の
9 ) 9 )
処理不)

1方向ピン支承部
53 9 ) 9 ) 53(

迎え，耐力が急減した．最大耐力時前後では，材中央でペ

)

)

(

74 ，

)

)

9 ) 9 )
66(

2 1/2 1/))9 ) 9 )53
66(

(

)

)
110

2 )7 0
2 1/

)

5
r=
7

)

m

H

L

L

FB A TSMHFB A TSMH
(
6.

(

50

66(

)

)

より

2 7 0

2 7 0

)

)

H

H

L

)

)

82 7 0 538( 297 )0 9 )(下段クロスヘッド

3

)

)

)

L

6.

6.

8

()

3 )9 )98
3 )9 )9

図 5 最大耐力の比較 (面外座屈)

2 1/

偏心圧縮を受ける形鋼圧縮材の断続補剛に関する実験的研究（その 2

考察および座屈耐力評価）
217-116 橋本充2

１．はじめに
鋼構造建物においては,引張材として山形鋼が多用されている.耐震補強の際,これを圧縮材として活用できれば,𝑃
𝑀+& = 𝑍+ 𝜎% C1 − , . D𝑃%(9)

ここに，ep：塑性中立軸と加力芯の偏心（= Cxp + 3mm）．

より合理的な設計が可能となると考え,本研究では,施工

全塑性状態に至った後は，式(8)，(9)を満たしたまま，横性を高めることを意図して，分割された部材を用いて補たわみ𝛿"0 が増大すると考えると，座屈後耐力が徐々に低剛する工法を提案し，本工法により補剛された山形鋼の下する挙動を表現することができる．

座屈補剛効果について実験的に検討した.

以上の理論的な挙動と実験結果を比較するため，弾性挙動を表す式(1)，降伏耐力𝑃%( ，全塑性時の挙動を表す式

2．無補剛試験体の考察
無補剛試験体はいずれも，偏心 e が大きいため，補剛試験
体と比べて軸変形𝛿! ，横たわみ𝛿"0 ともに生じた．P − 𝛿"0関係に着目する．偏心軸圧縮力下における弾性曲げ座屈
挙動は，座屈荷重 Pcr に漸近するような次式の関係で近似できる 1)．
𝑃=𝛿"#𝑃
𝛿"# + 𝑒 $が多いが，断面形状や座屈長さに関わらず，いずれの試
験体も𝑃%( までは式(1)と実験結果が概ね良く対応している．
山形鋼は𝑃%( を超えてすぐに最大耐力に達し，その後，式(8)，(9)と座屈後挙動が概ね一致していることがわかる．
溝形鋼では，山形鋼よりも𝑃%( を超えてから最大耐力に達(1)

ここに，𝑃$ ：中心軸圧縮時の弾性座屈荷重．式(1)に従って材中央の横たわみ𝛿"0 が大きくなることで，次式の材
中央の曲げモーメント M も大きくなる．
𝑀 = 𝑃(𝛿"0 + 𝑒)(8)，(9)を図 1 に併記している．図示で割愛しているもの(2)

断面最外縁が初期降伏する際の荷重 Pcr と座屈荷重の関するまでの荷重が大きくなっており，山形鋼と溝形鋼ではねじれの具合が大きく違っている． 𝑃max ⁄𝑃%( の値は 0.95
〜1.28 になっており，座屈耐力を概ね安全側に評価できていることがわかる．以上のように，無補剛試験体については，偏心の影響を考慮することにより，座屈挙動を概ね把握することができる．

係を比較する．面外座屈する場合は，突出脚側が引張となる曲げが作用して最外縁が引張降伏するか，接合面側が圧縮降伏することが想定され，その条件式は次式で与えられる．
𝑃
𝑀%& = 𝑍& 𝜎% ,1 − .
𝑃%𝑃
𝑀%' = 𝑍' 𝜎% ,1 + .
𝑃%

P(kN)

150

200

Pcr

150

eq.(1)

100

Pcr

eq. (1)

100

(3)
50

eq. (9)00

数．式(1)，(2)を連立し，M に式(3)，(4)をそれぞれ代入
して得られる荷重 Pyc と Pyt のうち小さい方が，降伏荷重

eq. (9)50(4)

ここに，𝑍& = 圧縮側の断面係数，𝑍' =引張側の断面係

P(kN)

0
0
150 δd0(mm)150 δd0(mm)(a) A0X0-2.2(b) A0X0-1.7
図 1 P – δo 関係 (無補剛試験体)

として，次式で与えられる．
𝑃%( = min2𝑃%& , 𝑃%' 4
1𝑘&𝑘& ) 4𝑃%& = 71 + ) − :;1 + ) < − ) > 𝑃%
2
𝜆&
𝜆&
𝜆&

等価断面の偏心

(5)

図心

加力芯

(6)

被補剛材

補剛材

加力芯

1
𝑘'
𝑘' ) 4
𝑃%' = 7−1 + ) + :;−1 + ) < + ) > 𝑃%
2
𝜆&
𝜆&
𝜆&
ただし，𝑘& = 1 + 𝐴* /𝑍& ，𝑘' = −1 + 𝐴* /𝑍'

(7)
とする．

初期降伏後，全塑性状態に至る際の材中央の曲げモーメ
ントならびに山形鋼の全塑性条件式は次式で与えられる．
(8)
𝑀 = 𝑃A𝛿"0 + 𝑒+ B

曲げ
応力
軸応力
組合せ
応力

被補剛材
の図心
"!
−" !

等価断面
の図心

(a)曲げ圧縮側 (b)曲げ引張側
縁降伏
縁降伏

図 2 初期降伏時の応⼒分布

図 3 等価断⾯の仮定

3．補剛試験体の考察が直線状で，無補剛区間で大きく回転するモードの座屈

前章の偏心圧縮載荷実験において，無補剛試験体の座が生じ，座屈耐力は，補剛材を接合するボルトの種類や屈耐力は，既往の理論式やそれを援用した式により把握

本数によりボルト張力が大きくなるほど大きくなった．

することができている．一方，補剛試験体については，

ボルト接合部は，推定されるすべり耐力よりもずっと小補剛材の応力が長さ方向に複雑に変化し，その補剛効果

さい段階ですべりが生じた．また，溶接補剛をすること

を単純な理想モデルにより座屈挙動を評価することが難でボルトによるすべりは無くなるが，耐力に大きな変化しいと考えられる．そこで， 本章では，曲げ試験に基づは得られなかった．

いて，補剛試験体の等価な曲げ剛性を求め，それを用いて座屈耐力を評価することを試みる．
詳細は割愛するが，A2R4-2.2，A2H4-2.2，A2H7-2.2，
A2W6-2.2と同仕様の試験体を用いて，3点曲げ載荷実験を曲げ試験から補剛材断面の一部が有効な全長同一断面と仮定した．それに基づくと曲げ試験から求めた等価な
剛性，等価な断面二次モーメントならびに等価な偏心を用いて座屈耐力を求め，表現することができた．

実施した．この曲げ試験の結果によると，補剛試験体の弾性剛性は無補剛試験に比べ，A2R4-2.2は1.3倍，A2H4-

なる．一方，溶接接合の補剛試験体については，補剛材

140 P(kN)eq.(1)
Pcr
120
100
80
eq.(9)
6040
20
0
0
50 δd0(mm)が全長に渡って接合しているものと仮定すると，断面二(a)A2H4-2.2

2.2は1.4倍，A2H7-2.2は1.46倍，A2W6-2.2は1.46倍となった．
曲げ剛性はボルト接合において，補剛材断面の一部が有効な全長同一断面と仮定して，等価な断面二次モーメントを算出する．ボルト接合した補剛試験体では，図3のように補剛材の突出脚を無視して考えると，断面二次モーメントは無補剛に比べ1.40倍と，曲げ試験と同程度と300 Pcr(kN)
250

Py

200

Pcr

150
100

!!"

50
0

0

2000

Lk(mm)
4000(a)A2H4 シリーズ

次モーメントは1.42倍となる．
補剛した弾性曲げ座屈挙動と初期降伏後の全塑性条件
式は無補剛試験体と同じ式(1)，式(9)を用い，図 4 に示す．
図 4 より，2 分割補剛した場合，無補剛試験体と同じ式を用いると，P – δo 関係における弾性曲げ座屈挙動は補剛試
験体の実験値より少し低下する傾向があったが，座屈耐力計算値𝑃%( は最大耐力実験値を安全側に評価できるよう
になった．

140
120
100
80
60
40
20
0

P(kN)

期降伏耐力として得られる座屈曲線Prb は最大耐力実験値
概ね対応していることがわかる．
補剛試験体で見てみると，最大耐力実験値はA2H4-1.7，
A2H4-2.7とも座屈曲線に概ね到達していることがわかる．
ただし，式(1)中に代入する偏心eは，補剛を考慮した等価な値を用いるべきであるため，修正の余地がある．
5. まとめ今回，山型鋼，溝形鋼を被補剛材として，同一断面の

50

1.3〜1.9 倍の座屈耐力を発揮した ．いずれも，補剛区間

δd0(mm)

0

!!"
0

2000

(b)A2H7-2.2

Pcr

300 P (kN)
cr
250
200

eq.(9)

100

!!"

50

δd0(mm)

Py

Pcr

150

50

Lk(mm)
4000

0
0

2000

Lk(mm)
4000(c)A2W6-2.2(c)A2W6-2.2

図 4 P – δo 関係関係

図 5 座屈曲線(補剛試験体)無補剛試験体の荷重−変形関係は，ガセットプレート板

面において複数回のすべりが生じた後，無補剛試験体の

Py

Pcr

50

140 P(kN)
120
100
80
60
40
20
0
0

認することを目的に，単調圧縮実験を実施した．

概ね把握することができた．補剛試験体は，ボルト接合

150(b)A2H7-2.2

山形鋼，溝形鋼を分割して補剛する工法の補剛効果を確

芯位置に加力することで生じる偏心を考慮することで，Pcr(kN)250

100

図 5 に座屈曲線を示す．無補剛試験体では，最大荷重が座屈曲線Pcrを下回っていたが，偏心の影響を考慮した初

300
200

eq. (9)0

4．座屈曲線

Pcr

参考文献
1)

井上一朗，吹田啓一郎：建築鋼構造 −その 理論と設計−，鹿島出版会，2007.12（向出研究室）

水平二方向荷重下における合成梁の大変形域載荷実験
（その 1

実験計画）
216-074 田中 大喜
使用変位計：測定変位・測定荷重：変位計測基準点

1． 序

：計測点

，v ，u

CDP-25MT： v，u ，u ，u

i juw
i jue
i juw
i jue
i jlw
i jle
両試験体は同様の形状，寸法である．また
X， Y
方向に
CDP-25： v ， v
i jlw

i jle

SDP-100：iut，iub
近年，建築基準法の想定を超える地震動が観測され，将：計測用固定治具 ついても同様である．試験体が正載荷時に正曲げを受ける：計測用ワイヤー 梁を+梁，負曲げを受ける梁を-梁とする．
来も想定以上の大地震が予想されている．このような極大
Q
c

iu t

各試験体は不完全合成梁であり，スタッドは完全合成梁を超えて，完全に倒壊することが懸念される．そのため，$.#&radとするのに必要なスタッドの本数を𝑛
L/#
L/# ! ，実際に配置した本建築物が倒壊に達するほどの超大変形域における挙動を把数を𝑛とした時，𝑛/𝑛! = 0.67となっている．

は見当たらない．

iujlivjl2200

1016

kQb3
10
800

このような観点から，幅方向に 1 スパン以上ある部分

800

956

架構を用いた水平一方向大変形域載荷実験により合成梁の

iu b

956

200

1112

破壊性状とそれによる耐力劣化性状を把握した 3)．大変形

1112

i = Y0 2224i = Y#
k=Y域においては耐力算定式に想定している有効幅よりもかな
り広い範囲にまで応力が作用しており，その破壊性状から直交する合成梁の破壊が互いに影響すると考えられる．そ

iuju-

H/#

kQb+
倒壊する程の超大変形時に至るまでの合成梁の載荷実験例

330

1050

により知られている．しかしながら，耐力が著しく低下して建物全体がiuju+
柱：□−200×200×12(BCR295) iujl+
1016
ivjl+

525

塑性耐力が上昇することが既往の研究

dc2)' = 044 mm
1) ，

525

db' = 03& mm
合成梁は，スラブの合成効果により，梁の弾性剛性や全

dc'


本試験体に供する材料試験の結果を表
1，2 に示す．
ivju+ ivju-

200 60

握するべきである．

db'

H = 0&$$ mm
L = #2$$ mm

H/#

地震に対して，建築物が保有水平耐力を保持できる変形域

105
525

X

60 200Y

スタッド：1-φ10@100

こで，本論では 1 スパンの長さを持つ部分架構を用いて

スラブ筋：
D6@100 シングル(SD295A)

2．実験計画2.1 試験体X+梁本実験は，文献 3)の合成梁１方向載荷試験体 A1 と同じ

1100

試験体は， 1/2.5 程度の縮尺を想定して各部の寸法を図

k=X

梁断面：
i = X0H−200×100×5.5×8 (SS400)

Y+梁設計条件の試験体で行う．

1016

i = X#

X-梁1016

本報（その 1）では，実験計画について述べる．

330

よる耐力劣化性状を把握することを目的とする．

1100

Y-梁

二方向に大変形を起こす場合の合成梁の破壊性状とそれに1 に示すように決定した．合成梁試験体は既往の研究より
3

広い 1 スパン分の幅を持つ二方向載荷試験体 A1-O，A1D の計 2 体とする．A1-O は，構面方向に載荷した後，構図 1 試験体の形状・寸法

面直交方向に載荷する試験体である．A1-D は，構面方向に対して 45 度方向に斜め一方向載荷する試験体である．
表 1 鋼材の引張試験結果

試験体名称

鋼種

使用箇所

降伏強さ
(N/mm2)

引張強さ(N/mm2)

破断伸び(％)

H−200×100×5.5×8(SS400)

フランジ

311

441

40

□−200×200×12（BCR295）

ウェブ

332

456

38.7

柱

333

443

40.6

349

477

27.2

439

530

20.1

頭付きスタッドφ10 シアコネクタ
D6(SD295A)

スラブ筋

表3

表 2 コンクリートの試験結果

耐力算定結果【試験体A1-O，A1-D共通】

A1-O

A1-D

A1

合成梁試験体軸組図・伏図(1/25)

c M p (kNm)b M p (kNm)

247

240

63.2

65.4

j M p (kNm)

166

185

b M p+ (kNm)

94.2

100.2

b M p- (kNm)

70.5

72.9

c M p' (kNm)164―

j M p' (kNm)148―

b M p+ / b M p

1.49

1.53

b M p- / b M p

1.16

Σ c M p * /Σ b M p *

3.18

1.11
―

3.00

材齢

圧縮強度
(N/mm 2 )引張強度(N/mm 2 )ヤング係数
(N/mm 2 )

1.63

―

1.56

29日

26.4

2.66

22715

Σ c M p ' /Σ b M p

―

2.12

―

48日

30.3

ー

23750

'
*
j M p /Σ b M p

―

1.45

―

jM p

*

/Σ b M p*

2.2

耐力および剛性の計算値

参考文献

各試験体の耐力および弾性剛性の計算方法は文献 1)，

1)

日本建築学会：各種合成構造設計指針・同解説，2010.112)により計算できる．柱，梁，接合部パネルの全塑性モー

2)

日本建築学会：鋼構造限界状態設計指針・同解説，2010.2

メントの計算値を "𝑀# ， $𝑀# ， %𝑀# ，合成梁が正曲げ，負3)

潘成馬：水平一
0.24

曲げを受けるときの全塑性モーメントを $𝑀# ， $𝑀# ，

方向荷重下にお45°方向載荷を受ける場合の柱および接合部パネルの構面

ける合成梁の大方向の全塑性モ−メントの計算値を𝑐𝑀# ′，𝑗𝑀# ′とし，これ変形域挙動に関らの値を表 3 に示す．また A1 についても併記する 3)．なする実験的研究，

お，本実験では梁崩壊型となるよう各部の寸法を決定して

大阪工業大学大おり，柱梁耐力比およびパネル梁耐力比が 1 より十分大

学院修士論文，

きな値になっている．

2021.1

A1-O
0.16

A1-D

0.08
A1

A

1100
1100
横補剛用ジャバラ

オイルジャッキ央に相当する先端をローラー支持した状態で，柱上端に接780

lateralbracing

270

1100

1100

780

合したピンに水平力を与えることで，曲げせん断載荷を行

1250

1250

lateralbracing

ロードセル

う．両試験体はオイルジャッキの先端付近にジャバラを取り付けることでの面外変形を拘束する．加えて，A1-O 試

試験体

A1-D 試験体では，2 つのクレビスを連結した小梁にそれ

1100

1100

1100

1100

A

ロードセル

270

験体では梁端から 800mm 離れた位置の下フランジに，

A

ロードセル

334
A

550

十字架構形式の試験体の柱下端をピン支持し，梁スパン中

0.24

770

334

550

図 2 および図 3 に A1-O および A1-D 載荷装置を示す．

0.16

0.08

図 4 載荷履歴770

0

Rx (rad)

770

載荷方法

550

2.3

Ry (rad)

550

'

770

&

横補剛用ジャバラ

ぞれジャバラを取り付けることで試験体の面外変形を拘束

C矢視図

横補剛用ジャバラ

1250

1250

している．
C矢視図

載荷履歴は図 4 に示す．A1-O 試験体は X 方向に Rx=
0.12 rad まで片側漸増繰り返し載荷を行なった後，試験1167

体を 90 度回転させてから Y 方向に Ry= 0.24 rad まで片得られた変位より試験体全体の変形および柱，梁，接合

884

525
525

884

1555

1555

,201

884

884

884

C5矢視図
884

,201
4矢視図

884

載荷装置（合成梁試験体用）,/01
1555
1555

十分な精度で計測することが出来なかったため，柱，接合,201

部パネルは弾性であると仮定し，次式より梁の変形角 $𝜃

,201
4矢視図

を求める．

C5矢視図

載荷装置（合成梁試験体用）,/01

𝑀∗
𝑀∗
𝑑"
−
2 / 31 − 7
𝐿
𝐾
𝐾
"
%

22

$𝜃 = .𝑅 −

525

780
270
780

884
lateralbracing

A

00

884

ゲージを添付し，その歪を計測している．
しかし，本実験では柱，梁，接合部パネル各部の変形を

lateralbracing

270

時正曲げ側と負曲げ側のスラブ筋，直交梁のスタッドにも

A

525

A矢視図
465

部パネル各部の変形を求める．また，梁端位置における鉄面，正載荷時負曲げ側のコンクリ−トスラブ下面，正載荷

A

1167

1167

700

A

骨梁に加え，正載荷時正曲げ側のコンクリ−トスラブ上下

1167

A矢視図

4652200
A1-O 載荷装置

700

図2

700

たため目標とした値とは乖離した載荷履歴となっている．
計測方法

1167

1167

御時にモニタリングしていた変位に計測上の不具合が生じ
2.4

2200

2200

し載荷を行う．ただし，試験体 A1-D については，載荷制700まで，構面方向に対して斜め 45 度一方向に片側漸増繰返

1167
1167

2200

側漸増繰り返し載荷を行う．A1-D 試験体は R = 0.24 rad

ただし，𝑀∗ ：節点モーメント，𝑅：層間変形角，𝑑" ：柱の
884

22
00

884

22
884

884

00

22

A矢視図

図3

A1-D 載荷装置
884(向出研究室)

884
A矢視図

86:

,,66:

884

,,-

剛性， %𝐾：接合部パネルの弾性剛性
3．結
本報その 1 では，本実験の計画概要を示した．

00

板厚中心における幅，𝐿：試験体のスパン， "𝐾：柱の弾性水平二方向荷重下における合成梁の大変形域載荷実験（その 2

直交二方向交互載荷の実験結果および考察）
218-125 矢野 和哉

1．序▲コンクリート圧壊

本研究では，合成梁を持つ部分架構の大変形時挙動を続き，本報（その 2）では，実験結果および考察 A1-O(X
方向，Y 方向)試験体について述べる．
2．荷重−変形関係および破壊性状
2.1 破壊性状
各試験体の梁端モーメント bM－変形角 bθ 関係を図 1，

150

bMp+

100

bMp

50

- bMp
- bMp

0.05

0.01rad 頃から剛性低下が見られ R =0.02rad 程度に達した時点で剛性がほぼゼロとなり全塑性状態に達している．

bMp+ 100

その後，圧壊が進むことで最大耐力に達して，僅かに耐力低下するものの概ね耐力を保持し続けている．このことから，柱前面に集中していた圧縮応力が徐々に幅方向に拡がることで柱前面の耐力低下を補っていると推察される．その後も，柱前面の圧壊およびスタッド周辺のコンクリート支圧破壊が進展し，R = 0.10 rad 頃には，梁とスラブが大きく離間してスラブからの拘束がなくなったことと梁に作用する引張軸力が減少することか
ら，上フランジに局部座屈が生じ，梁端から横補剛位置の間では横座屈が生じて，その後，耐力が低下している．
正載荷時負曲げ側の X-梁および Y-梁では，R = 0.005
rad 程度でスラブ上面に幅方向に拡がるひび割れが生じながらも剛性を保持し，R = 0.01 rad 程度で剛性が低下し始めて， R = 0.04 rad 程度で下フランジに局部座屈が生じて，耐力が低下している．その後，スラブ上面では，

-0.05

-150

(a)A1-O(X+梁)150

bM(kNm)-bMp- 10050bθ(rad)0-0.05-bMp -50
b p- -100

0.05

0.15

0.25

-M

bMp

0.15

0.25

(b) A1-O(X -梁)bM(kNm)bθ(rad)

0.05

0.15

0.25

-100
-150

(c)A1-O(Y+梁)

0.05

50

0
-0.05
-50
-bMp+

-bMp-

-150

bθ(rad)0-bMp- -100

R = 0.02〜0.03 rad で，柱前面のコンクリート上面が圧壊した後，柱隅角部周辺のコンクリート下面が圧壊する．

0.25

-100

150

正載荷時正曲げ側の X+梁および Y+梁では， R =0.15

bM(kNm)50-bMp+ -50

A1-O 試験体のコンクリートスラブのひび割れ図を図 5，

bMp

bMp

-50

bM /bMp－bθ 関係における A1-O と A1 の比較を図 2，

それを以下に示す．

-bMp- 100bθ(rad)

-0.05

-150

図 6 に示す．A1-O の破壊性状は A1 と概ね同様であり，

150

bM(kNm)0◆ひび割れ□負載荷時局部座屈◼正載荷時局部座屈把握するために実験を行なった．前報（その 1）に引き●鉄筋の降伏(d) A1-O(Y -梁)

図 1 梁端モーメント bM－変形角 bθ 関係
bM/ bMp22

1.5

bM/ bMp

1.5

1

1

0.5

0.5

bθ(rad)0-0.05-0.5

0.05

0.15

0.25
A1-O(X方向)-1-1.5

A1(西側)

0
-0.05
-0.5

bθ(rad)

0.05

0.15

-1

0.25
A1-O(X方向)-1.5

A1(東側)-2-2(b) A1-O(X -梁)(a) A1-O(X+梁)bM/ bMpbM/ bMp
2

2

1.5

1.5
1

1

0.5

0.5

bθ(rad)0-0.05-0.5

0.05

0.15

A1-O(Y方向)-1-1.5

A1(西側)bθ(rad)0-0.05-0.5
-1
-1.5

0.05

0.15

0.25
A1-O(Y方向)
A1(東側)-2-2(c)A1-O(Y+梁)

図2

0.25

(d) A1-O(Y -梁)bM /bMp－bθ 関係における A1-O と A1 の比較

ひび割れが全幅に伸びつつ本数も増えており，スラブ下

ひび割れが少なかった．これは，X 方向載荷時のスタッ

面では，梁端から離れた位置でひび割れが同じ位置で生ドによる支圧破壊によって負曲げを受ける X+梁側のス

じており，厚さ方向に貫通しているが，梁端から幅方向

ラブと鉄骨梁の一体性が早期に損なわれたためと考えらに伸びるひび割れの貫通は認められない．

れる．

A1-O では，X 方向に載荷した後に Y 方向の載荷を行

2.2 各試験体の比較ったことで A1-O(Y 方向)では A1-O(X 方向)と異なる破図 2(a)，(b)より A1-O 試験体(X 方向)と A1 試験体を壊性状が見られた．まず，Y 方向正載荷時正曲げ側の圧比較したとき，ほとんど差が見られなかった．これは壊領域は X 方向載荷時の圧壊の影響により， A1 試験体

A1-O 試験体と A1 試験体が同じ設計仕様で，同じ載荷をや A1-O の X 構面に比べて小さい．A1-O(X 方向)では，行ったためである．図 2(c)，(d)より A1-O(Y 方向)試験

負曲げ側スラブ上面に対称的なひび割れが入っているが，体と A1 試験体を比較したとき，正載荷時正曲げとなる

A1-O(Y 方向)の負曲げを受ける X+梁側のスラブに入る

Y+梁の耐力は，最大値で見ると A1 試験体を 5％程度下回ったが耐力が概ね一定となる範囲全体で見ると 1~2 割

た． 1 度載荷したのち，直交方向で載荷した時の耐力は，程度下回った．これは一度 X 方向で載荷を行ったことに既に損傷が生じている分，一方向のみの載荷した際より

より，コンクリートスラブの圧壊やスタッドの支圧破壊も劣る．このような傾向は，負曲げ側よりも正曲げ側でが生じたからだと考えられる．正載荷時負曲げとなる Y-

より顕著であった.

梁の最大耐力は A1 試験体を 4%程度低下した．

参考文献

3．歪分布

1)日本建築学会：鋼構造限界状態設計指針・同解説，2010.2

A1-O 試験体のコンクリートスラブおよびスラブ筋の2) 潘成馬：水平一方向荷重下における合成梁の大変形域挙動に

歪分布を図 3，図 4 に示す．

関する実験的研究，大阪工業大学大学院修士論文，2021.

（向出研究室）図 3 より，A1-O(X 方向)試験体は計測点数が少なかっ

位置(mm)たため，傾向がわかりにくいが，R=0.02rad 時では柱前面に圧縮歪が集中し，スラブが圧壊した後には柱前面のRx=0.08rad

Rx=0.08rad

-0.20
-250

柱幅

Y-梁側

Rx=0.12rad

250

250

-0.60

750

Rx=0.12rad

いう A1 の傾向と概ね符合する．スラブ圧壊後も，正曲力上昇に加え，柱前面の圧縮力が低下した分を柱周辺のRx=0.04rad

Rx=0.04rad

750

位置(mm)

Rx=0.02rad

Rx=0.02radY-梁側

圧縮歪が減少するとともに柱周辺の圧縮歪が増加するとげ側で耐力を保持できたのは，鉄骨梁の歪硬化による耐

1250

1250

0.20

ε(%)

0.60-0.60

-0.20
-250

0.20

0.60

ε(%)

有効幅

スラブが補ったためと考えられる．

-750

-750

図 4(a)，(b)より，X-梁側のコンクリートスラブと鉄Y+梁側筋では，-550 ㎜の位置において，X 方向載荷時に生じた

Y+梁側
-1250

-1250

(b)X-側鉄筋

ひび割れを跨いだことによって Y 方向載荷開始時点の(a)X+側コンクリート上面

R=0.00rad で既に引張歪が生じている．その後，コンク

図 3 A1-O(X 方向)試験体コンクリートおよび鉄筋歪分布

見受けられない．これらは，一度 X 方向に載荷を行った

X+梁側

R=0.08rad

X+梁側

500

Ry=0.18rad

ことにより，コンクリートスラブは圧壊とスタッドの支考えられる．

柱幅

-0.20
-200

4．結

0.60 -0.60

0.20

ε(%)

-550

本論その 2 では，合成梁を持つ鋼構造部分架構の載荷実験により，直交二方向水平力を順に受ける際の大変形域における荷重−変形関係およびその破壊性状を把握し

X-梁側

Ry=0.08rad
Ry=0.18rad

500
150

150
-0.60

Ry=0.04rad

850

850

Ry=0.04rad

Ry=0.00rad

位置(mm)

位置(mm)

Ry=0.00rad

かし，X+梁側ではコンクリート，鉄筋ともにその特徴が圧破壊が，鉄筋はスタッドの支圧破壊が生じたからだと

1200

1200

リートスラブは圧縮歪，鉄筋は引張歪が増えている．し

有効幅

-0.20
-200

0.20

ε(%)

-550
-900

-900

0.60

X-梁側

-1250

-1250

(a)Y+側コンクリート上面(b)Y-側鉄筋

図 4 A1-O(Y 方向)試験体コンクリートおよび鉄筋歪分布
負側載荷

正側載荷
上面

上面

圧壊・剥離

正載荷

上面

負載荷
上面

上面

X
Y

下面

下面

下面

下面

下面

Y
(a)Rx=0.04rad
図5(b) Rx =0.08 rad
A1-O(X 方向載荷)ひび割れ図(c) Rx =0.12rad(a)Ry =0.08rad(b)Ry =0.18rad

図 6 A1-O(Y 方向載荷)ひび割れ図

X水平二方向荷重下における合成梁の大変形域載荷実験（その 3

斜め 45 度方向載荷の実験結果および考察）
216-132 村井 一輝

1．序▲ :コ ン ク リー トの圧 壊 ● :鉄 筋の 降伏 ◆ :ひ び 割れ ■ :局 部座 屈

本研究では，合成梁を持つ部分架構の大変形時挙動を把握するために実験を行なった．前報（その 1，
2）に引き続き，本報（その 3）では，主に A1-D 試

150
b

b

Mp

+

bM(kNm)M p 50験体の実験結果および考察を述べる．
2．荷重−変形関係および破壊性状

150

bM(kNm)100-bM p-50bMpb

M p 50bθ(rad)

0
-0.05

- 100

0

0.05

0.1

0.15

0.2

0.25

0.3

bθ(rad)0-0.05-bM p -50

0

0.05

0.1

0.15

0.2

0.25

0.3

-

2.1 破壊性状-bM-100p

図 1 および図 2 より，A1-D 試験体は，ほとんど

150
+

b

Mp

クリート上面が圧壊したが，A1-D 試験体では R =b

M p 500.018 rad と，より早期に柱隅角部周辺のコンクリ-0.05

A1 試験体は R = 0.036 rad で，柱全面部のコンート上面が圧壊した．その後，柱隅角部周辺のコン
クリート下面が圧壊する．

+

-150

(a) A1-D(X+梁)の部分で A1 試験体と同様の破壊性状を示していたが，A1 試験体と異なった破壊性状を以下に示す．

-bM p -100

-150

bM(kNm)100-bM p-50-bM p-bθ(rad)

0.05

0.25

b

M p 50-bM p -50

0.05

0.15

0.25

+-100

-150

(c) A1-D(Y+梁)(d) A1-D(Y-梁)

図 1 梁端モーメント bM－変形角 bθ 関係
22

bM /bMp

1.5

1.5
1

1

0.5

0.5

端支持点近傍のスタッドを起点として幅方向に拡

0
-0.05
-0.5

bθ(rad)

0.05

0.15

-1.5

割れが生じた．このことから，A1-D 試験体におい

-2

0.25
A1-D(X方向)-1

端支持点付近から X-梁および Y-梁に向かってひび

A1(西側)

0
-0.05
-0.5

向に拡がることで柱前面の耐力低下を補っている

2

2

bM /bMp

1.5

1

1
0.5

に生じているが，A1-D 試験体のひび割れは載荷方

0
-0.05
-0.5

bθ(rad)

0.05

0.15

A1(西側)

A1-D(X方向)
A1(東側)

0
-0.05
-0.5

bM /bMpbθ(rad)

0.05

0.15

0.25
A1-D(Y方向)-1-1.5

A1(東側)-2-2(c) A1-D(Y+梁)

図2

験体のコンクリートスラブが圧壊した．A1-D 試験

0.25
A1-D(Y方向)-1-1.5

上記のように，A1 試験体よりも早期に A1-D 試

0.25(b) A1-D(X -梁)

0.5

2.2 各試験体の比較

0.15

-1

A1 試験体のひび割れは載荷構面方向を軸に対象
向を軸に対象なひび割れが発生しており，X またはbθ(rad)

0.05

-2

1.5

と推察される．

bM /bMp-1.5(a) A1-D(X+梁)ても柱前面に集中していた圧縮応力が徐々に幅方

Y 構面を軸には非対称に生じている．

bθ(rad)0-0.05-b M p-150に X+梁および Y+梁に沿ってコンクリートの剥離

じたが，A1-D 試験体では X+梁および Y+梁の梁先

0.15

-100

進展する．その際，スラブ下面では A1 試験体同様

がってこれらと直交する梁に向かうひび割れが生

bM(kNm)M p 100b0

圧壊が進むとスラブと梁の界面におけるズレがが生じた．スラブ上面では，A1 試験体の時は梁先(b) A1-D(X -梁)
150(d) A1-D(Y-梁)M /bMp－ bθ 関係における A1-Ⅾと A1 の比較

b

体では柱前面のコンクリートの圧壊領域が重なることで圧ートスラブが面外曲げ抵抗したことにより生じるねじれモ

壊が早まったと考えられる．

ーメントから発生する引張力 2)を同時に受けるため，スラ

図 2 より A1-D 試験体と A1 試験体を比較すると，3 サイブの損傷が A1 試験体よりも著しく，直交構面での圧壊領域

クル目の耐力が A1-D 試験体のほうが A1 試験体よりも小に圧縮力を伝達することができないこと，支圧破壊が生じさい．これは柱前面のコンクリートスラブが圧壊後に柱周やすくなったことで耐力が低下したと考えられる．その結囲のコンクリートスラブが圧縮力の負担を補うことで耐力

果，耐力が概ね一定となる範囲全体で見ると，A1-D 試験体の低下を防ぐことは既往の研究で明らかになっているが ，の X 構面，Y 構面の耐力はどちらも，A1 試験体を正曲げ側

斜め 45 度方向載荷することで，スタッドはコンクリートス

で１〜２割程度下回った．負曲げ側では顕著な違いはなかラブと鉄骨梁上梁の間に生じる水平せん断力と，コンクリ

った．

1)

3．歪分布4．結図 3(a)より，A1-D 試験体のコンクリートスラブの歪分

本論では，合成梁を持つ鋼構造部分架構の斜め 45 度方向

布の特徴を以下に示す．R=0.02rad 時では柱前面に圧縮歪載荷実験により，大変形域における荷重−変形関係およびそが集中しているが，スラブが圧壊した後には柱周辺の圧縮の破壊性状を把握した．特筆すべき点として，斜め 45 度

歪が増加している．スラブ圧壊後も，正曲げ側で耐力を保持

方向の力を受ける合成梁試験体では一方向の力を受けた時できたのは，鉄骨梁の歪硬化による耐力上昇に加え，柱前面よりも早く柱前面のコンクリートスラブが圧壊を起こし,の圧縮力が低下した分を柱周辺のスラブが補ったためと考

合成効果がより早く失われることにより耐力が低下するこえられる．しかしながら計測位置によっては，負曲げ側の柱とが挙げられる.

隅から幅方向に伸びるひび割れを跨いだため，引張歪みと参考文献

なっている部分が見受けられるが徐々に圧縮方向に転じて1)

潘成馬：水平一方向荷重下における合成梁の大変形域挙動に関する実験的研究，大阪工業大学大学院修士論文， 2021.1

いる．

2)

図 3(a)より A1-D 試験体のスラブ筋の歪分布の特徴を以

桑村仁，杉田朋哉，横山幸夫：鉄骨梁破断後の床スラブのバッ
クアップ効果、日本建築学会構造系論文集，No.547，pp.169-

下に示す．R=0.02rad 時点では主に有効幅内のスラブ筋が176，2001.9

引張力を負担しているが，R=0.04rad 時にはほぼ全てのス（向出研究室）ラブ筋が降伏歪の半分程度以上に達している．このように，

R=0.02rad を超えると，有効幅以外のほぼ全てのスラブ筋( )が引張力を分担したことで，負曲げ側の全塑性耐力算定値

Xを大幅に上回る最大耐力に達したと考えられる. ただし，
radY 構面は変形が大きくなるにつれ，有効幅外のスラブ筋もY

rad

歪みが増加しているが，X 構面では Y-側における有効幅外radのスラブ筋は歪みの増加が小さい．これは A1-D 試験体のrad

ひび割れ図より，スラブ筋の歪計測位置近傍にひび割れが( )発生しなかったためと考えられる．
負載荷

X

上面

Y

rad

X

上面

正載荷

rad

圧壊・剥離

rad

負側載荷

rad

正側載荷

Y

( )

(a) 上面コンクリートスラブ

X

rad
rad

Y

X

(a) R =0.05 rad(b) R =0.10 rad

図 2 A1-D 試験体ひび割れ図

( )

有効幅

rad

有効幅

rad

X

rad

rad

Y

Y

rad

下面

rad

下面

(b) スラブ筋

図 3 A1-D 試験体コンクリートおよび鉄筋の歪分布

生コンクリートの言葉の使われ始めに関する調査研究
その 1 生コンクリートの言葉の文献調査結果について
217-163
1.はじめに

尹

秀輔

表 1 戦前の諸学会規準類での生コンクリートの調査結果

現在，学術用語として生コンクリートの言葉は排除されているが，経産省傘下の JIS ハンドブックでは生コン
クリートの巻が刊行されているとともに，産業界での事
業社名や産業用語で生コンクリートの言葉が一般に使われている。S63 から 11.15 を全国生コンクリート工業組合連合会・協同組合連合会が，S24 の同日に戦後初出荷をしたことを記念して，生コンクリート記念日が制定された。しかし，そもそも生コンクリートの言葉がいつどのように使われ始めたのか検討した文献はまったくない。
本研究は，生コンクリートの言葉の使われ始めに関して調査することとし，その 1 は文献調査結果を報告する。
2. 文献調査の方法
生コンクリートの言葉が使用されている文献を探索して，影響を与えた出来事を調査し、本研究の範囲内で，生コンクリートの言葉の使用とその普及状況を検討した。
3. 文献調査の結果及び考察
現在の生コンクリート工場方式の最初は，関東大震災が起きた 1923 年の震災復興にて，当時のアメリカから

表 2 建築学会の戦前 JASS5 の生コンクリート記載状況

技術輸入して，集中コンクリート混合所が仮設運営されたことによる。戦前の様々な諸文献を探索した結果，本研究の範囲内で，生コンクリートの言葉が初めて文献で使用されたのは 1928 年(昭和 3 年)であった。また，その記述は，集中コンクリート混合所に関する文献であった。
3.1 戦前の諸学会の規準類の調査結果
表 1 に，戦前の諸学会規準類での生コンクリートの使用の調査結果を示す。土木学会は，鉄筋コンクリート示
方書・解説を刊行し，建築学会は，戦前 JASS5 と建築
工学ポケットブックを刊行した。これらは学術用語の規表 3 学術関係者の生コンクリートの言葉の状況の適用例

範になる文献にあたるが，戦前 JASS5 の一部で生コン
クリートの言葉が使用されていたのみであった。
表 2 に，建築学会の戦前 JASS5 の生コンクリートの記載状況を示す。当時，大蔵省営繕管財局嘱託の池部宗薫が執筆した 4 章練方及打方で 7 箇所と，5 章型枠で 6箇所と側圧図の記述で使用されていた。池部が営繕関係の施工現場での対応をしていたことから，施工現場で生コンクリートの言葉が使われていたことが推測される。
表 3 に，学術関係者の生コンクリートの言葉の状況例を示す。当時，熊本工業高等学校教授の吉田彌七は，
集中コンクリート混合所論文の討議で，生混凝土の言葉を 1 箇所使用したが，その後，土木学会鉄筋コンクリー
ト示方書の解説文献の執筆で，生コンクリートの言葉をまったく使用しなかった。表 1 の結果と併せて，学術関係者は生コンクリートを俗語扱いしたことがうかがえる。

3.2 生コンクリートが使用され始めた頃の文献探索結果
表 4 に，生コンクリートの言葉が使用され始めた頃の文献探索結果を示す。様々な戦前の文献を閲覧していく中で，本研究の範囲内で，1928 年の土木学会論文誌での集中コンクリート混合所の論文が生コンクリートの言

表 4 生コンクリートの文献と使用回数の時系列順

表 5 中央混合所方式について記載された文献

葉の記載文献の最初であった。この文献では，文献中に，工場の構造関係が 1927 年発表の都市工学誌での「コンクリート・プラントに就ついて」で詳述紹介があって，この文献も閲覧したが，こちらは生コンクリートの言葉は使用されていなかった。戦前は，論文誌の一部と教科書の一部で生コンクリートが使われていたことを確認できたが，調査にあたって閲覧した大多数の論文や単行本
では，硬化前の生コンクリートと硬化後のコンクリートの使い分けはされていなかった。
3.3 集中コンクリート混合所について
以上より，集中コンクリート混合所が生コンクリートの言葉の使用きっかけになったのではないかと考えられる。このため，集中コンクリート混合所についての記事を，表 5 にまとめた。集中コンクリート混合所は，当時

図 1 生コンクリートの言葉の戦前と戦後の復興局の道路舗装に対する仮設工場で，その学術的分
野は土木学会になる。このため，集中コンクリート混合

める取り組みが進んだが、1953 年 11 月に JIS A 5308(レ所の記事は，土木学会やセメントコンクリート産業誌でデーミクストコンクリート)が制定され、生コンクリート

主に取り上げられ，表 5 の文献で生コンクリートの言葉の言葉がレディーミクストコンクリートで規定された。

の使用が確認できた。生コンクリートの言葉は，施工現

また、フレッシュコンクリートに当たる言葉が、まだ固場に密接に関係した言葉であることがわかる。

まらないコンクリートの言葉として規定された。一方

3.4 生コンクリートの言葉の学術と産業での違いの検討

1948 年に産業界で戦後初となる生コンクリート工場が

図 1 に生コンクリートの言葉の戦後の状況を示す。コ

設立し、生コンクリートの言葉を会社名にした。このよ

ンクリートは現場で練り混ぜられていたが 1923 年の関

うに学術用語と産業用語の使用に違いが生じた。

東大震災で道路舗装など大量にコンクリートが必要とな

4. まとめったことがきっかけで品質の安定・生産性の向上・コス本研究の範囲内で、文献調査結果により、生コンクリ

トダウンが測れるように集中コンクリート混合所が仮設ートの言葉が初めて使用されたときから戦後に到るまでされた。その後、第二次大戦を経て、戦後復興で、土木の普及状況をまとめることができた。

学会の土木用語委員会で生コンクリートを用語として定（中村研究室）生コンクリートの言葉の使われ始めに関する調査研究
その 2 翻訳書「冬のコンクリート」の生コンクリートの言葉の使用状況について
217-105
1. はじめに本研究その 1 より、翻訳書「冬のコンクリート」は，

名倉大介

表１ 関係者の年譜
クラインローゲル
1927年

濱田

松下

東京帝国大学助教授「生コンクリート」という言葉がまだ一般的に普及して(昭和2)いない時代に、日本語訳全体で「生コンクリート」が使

1929年

建築学会コンクリート標

用されている特異な文献であった。このため，本研究そ(昭和4)準仕様書調査委員会委員の 2 では，翻訳書「冬のコンクリート」での生コンクリ

1930年ートの言葉の使用状況について，詳細に検討した。

(昭和5)

2. 翻訳書「冬のコンクリート」の概要

1932年

W interarbeiten 1版

東京帝国大学工学部建築

(昭和7)

発行

学科 入学

アドルフ・クラインローゲルによるドイツ語の著書である「Winterarbeiten」第 1 版,1932 を、当時，東京帝「コンクリート及鋼コン
クリートに関する研究」
にて工学博士1935年

東京帝国大学工学部建築(昭和10)

学科 卒業
東京帝国大学営繕課事務

国大学の濱田稔と松下清夫が 1935 年に和訳した文献で取扱嘱託あり、冬季のコンクリートの性質及びコンクリート工事「冬のコンクリート」発行

に関する具体的な方法や対応方法や熱量計算の方法が詳

1938年

東京防空司令部防空研究(昭和13)

会委員

しく述べられている。

1940年

2021 年度の本研究実施にあたり，第 1 版のドイツ語原本「Winterarbeiten」は，国会図書館をはじめ公立・大学図書館を探したが見つからなかったため、オースト
リアの古書店の通信販売で購入し取り寄せた。
3. 著者と翻訳者について
著者のクラインローゲルは，当時ダルムシュタット工教授(昭和15)
1941年

臨時招集

W interarbeiten 2版(昭和16) 発行
1943年

大東亜建築委員会委員(昭和18)
1947年

東京帝国大学助教授

W interarbeiten 3版(昭和22) 発行
1953年

W interarbeiten 4版(昭和28) 発行

科大学の特別教授を務めていた。冬のコンクリートが出版された 1935 年に，翻訳者の濱田稔は東京帝国大学の表 2 「冬のコンクリート」での生コンクリート使用箇所

助教授で，松下清夫は東京帝国大学建築学科卒業直後でと個数の調査結果

東大営繕課に勤務していた。表 1 に関係者の年譜を示す。

ページ数 P 11 P 23 P 24

P 25 P 56

P 76 P 77 P 78 P 82 P 95

4. 「冬のコンクリート」の生コンクリートの言葉の使用

個数

1

1

状況の検討

ページ数 P 96 P 99 P 107 P 113 P 114 P 116

4.1 生コンクリートの言葉の使用箇所の抽出結果
表 2 に，「冬のコンクリート」の生コンクリートの言
葉の使用状況を示す。
「冬のコンクリート」では，全ペー
ジを通して 23 箇所で生コンクリートの言葉が使用され
ていた。

個数

1
3

1
1

1
1

1

1
1

5

1

1

2

全123ページ

1

全23か所

表 3 濱田稔の硬化前のコンクリートの表現の調査結果
年

文献名

1932年

建築雑誌 資料

記述箇所
コンク(昭和7年) リート調合及施工に就て

4.2 濱田稔の硬化前のコンクリートの表現の検討

P 116(18行目)
練つたコンクリートを入れるのであります。
P 116(20~ 21行目)

それで，翻訳者の濱田について，「冬のコンクリート」

非常に軟かいコンクリートでありの刊行直前までの諸文献での生コンクリートの言葉の使

ますとざつと流れて高さが低くな

用状況を調査した。表 3 に，濱田が執筆した昭和 7 年かります。

ら昭和 13 年までの文献の硬化前コンクリートの言葉表

1933年

現の調査結果を示す。調査した文献中には，まったく生(昭和8年)

コンクリートの言葉が使用されていなかった。
1934年(昭和9年)

文献であると考えられる。また、当時，濱田は東京帝国大学の助教授で、松下は東京帝国大学を卒業したばかりであったことから、濱田は監修のような立場で「冬のコ

1938年

ンクリート」に携わったと考えられる。

(昭和13年)

コンク

リート・ミキサの廻轉速度に關する試驗
建築雑誌 講演

このため，「冬のコンクリート」の翻訳は，実際には，
濱田はほとんど関わらず、松下が主体となって和訳した

建築雑誌 報告P 45(10~ 11行目)
之等のカート中のコンクリートは
夫々流出の初、中、終を代表するものとす。
高級コン P 980(1~ 3行目)

クリートに於ける性狀(强なおこの實驗は最初セメント液量

度、軟度、彈性常數、經濟 が標準調合比に於ける値の0.8倍なの各季節に於ける考察)(昭るコンクリートをスランプ試驗1回

和9年5月29日講演)

分より少しく多量に練り、P 51(27~ 28行目)

鹽化カルシウム入りのコン
クリート中の鋼材腐食と其の防止に關する問題

コンクリートに鹽化カルシウムを混和する目的は冬季コンクリートの短期强度の增進、

4.3 松下清夫の生コンクリートの対訳状況の検討

６のドイツ語は単語の意味だけで硬化前のコンクリート

表 4 に松下清夫の生コンクリートの対訳状況の調査結を示すことがほぼ分かるが、2、４、7 のドイツ語は単語果を示す。硬化前のコンクリートの表現方法はドイツ語の意味だけでは硬化前のコンクリートを示すことは分か

では表記に揺れがあり，原本「Winterarbeiten」では 7らない。

種類の言葉で表記されている。しかし、松下は「生コン4.4 原本「Winterarbeiten」の 7 種類の単語と松下清夫のクリート」の言葉 1 種類に統一している。ドイツ語の単生コンクリート翻訳の内容の検討

語を直訳すれば硬化前のコンクリートを示すことが分か

そこで，原本「Winterarbeiten」の 7 種類の単語が使る単語もあれば、文脈から硬化前のコンクリートを示す

用された文章の内容を検討することにした。表 5 に，原ことが分かる単語も存在している。表 4 中の 1、３、５、

本「Winterarbeiten」の 7 種類の単語と松下清夫の生コ
ンクリート翻訳と Google 翻訳による直訳の内容の比較

表 4 松下清夫の生コンクリートの対訳状況の調査結果
ド イ ツ語G oogle翻訳
Betongem ischs
1 Betongem isch3

frischen Beton
frischer Beton
Beton

旨の記述があるので，松下は「生コンクリート」と訳したと思われる。また、7 の文章は前の文脈で後者にあた

コ ン ク リ ート 混合物る箇所の記述が硬化前のコンクリートについての記述で

Betongem isches
2 M ischgut

結果を示す。2 と 4 の文章は，ミキサから取り出されたあったので「後者」を「生コンクリート」と訳したと思
混合物

われる。
松下清夫が，硬化前のコンクリートを意識して，

ミ ックス

また，生コンクリートの言葉の意味をきちんと理解して混合材料いたことがわかる。

フ レ ッ シュ コ ン ク リ ート

5. まとめ「冬のコンクリート」はドイツ語でも表現が統一され

コ ン ク リ ートていないまだ固まらないコンクリートの表現を、日本で生コ ン ク リ ートという言葉 1 つで表現している貴重な文献であり、翻訳

6 frischen Baukörper 新鮮な構造物者である松下が高度な知識を有していたことが分かる。

4

Betons

5 Fertigbeton
7 letzteren

も当時まだ完全に普及していなかった「生コンクリート」

後者（中村研究室）表 5 原本「Winterarbeiten」の 7 種類の単語と松下清夫の生コンクリート翻訳と Google 翻訳による直訳の内容の比較「冬のコンクリート」
翌日に な つて も 未だ 硬化し な い事が あ つた 。 そ の 時は豫め 冷却を 考1

慮に 入れて 凝結を 15℃で 行はし め
ん と し て 生コ ン ク リ ート の溫度を20℃以上にし て 置いた ので あ る か

5

daß der Beton am anderen T age noch w eich 翌日、 コ ン ク リ ート はま だ 柔ら か く 、
w ar, w as m an sich zun ä chst nicht erkl ä ren 最初は説明で き ま せん で し た が 、 予防
konnte, um so w eniger, als m an m it der 措置と し て コ ン ク リ ート 混合物の 温度
T em peratur des Betongem ischs vorsorglich が + 20 ℃を はる か に 超え る 温度に 上昇し た た め、52℃でミ キ サから 取り 出し た 生コ

für das aus der T rom m el kom m ende

ド ラ ム か ら 出て く る 材料に 対し て +ン ク リ ート は

M ischgut + 52℃ zu erzielen;

52℃を 達成する た め。

Schutzm aßnahm en für den frischen Beton

フ レ ッ シ ュ コ ン ク リ ート の保護対策

3 生コ ン ク リ ート に對する 保護處置4

G oogle翻訳w eit über + 20℃ hinausgegangen w ar,ら2「W interarbeiten」

ミ キ サ か ら 取出し た 生コ ン ク リ ー N achdem
ト

以上の こ と は生コ ン ク リ ート に つ D ie
いても 同様であ る 。
水の 加熱（ 急硬化を 防ぐ 爲30℃まで ゞ 止め る ） 假枠の 溫湯洗滌・ 水

6 量の 減少・ 藁・ 板・ 紙類によ る 生
コ ン ク リ ート の 被覆・ 假枠存置期間の延長等よ り 、

der Beton die M ischm aschineverlassen hat,gleicheBedeutungkom m tdem プ レ キ ャ ス ト コ ン ク リ ート も 同じ 意味

Fertigbeton zu,
Verm inderung des W asserzusatzes sow eit
irgend zulässig, Abdecken der frischen Bauk
ö rper m it Stroh, Brettern, P apiers ä cken u.
dgl, längeres Belassen in der Schalung.

今水溫66℃,骨材10℃な ら ばT urner Bei 66 ℃ W asserw ä rm e ( T urner) und bei
7に よ れば、 出来た 生コ ン ク リ ート + 10℃ T em peratur der Zuschlagstoffe ergibtの 溫度は 結局10+ （ 66+ 6 ） = 21 ℃ sich som it f ü r die letzteren eine Erw ärm ungに過ぎ な いわけであ る 。

auf nur 10+ ( 66÷6) = 21℃.

コ ン ク リ ート がミ キ サーを 離れた後、ですが、水の 添加を 可能な 限り 減ら し 、 新し い
建物の 構造を わ ら 、 板、 紙袋な ど で 覆
い、 型枠に長期間置いて おき ま す。

66℃の 水熱（ タ ーナー） およ び+ 10℃の 骨材の 温度で は、 後者の 結果はわ ず
か10+ （ 66÷6） = 21℃です。