ＢＲＩ－Ｈ２７講演会テキスト

東日本大震災での教訓を活かした
耐震設計法に関する研究成果―庁舎・避難施設等の地震後の継続使用性確保に資する耐震性能設計・評価手法の構築―
構造研究グループ

目
Ⅰ

はじめに

Ⅱ

各研究テーマの概要

主任研究員

向井

智久

次

-研究背景と目的-

1）地震後の継続使用性に関する阻害要因分析と防災拠点施設等の要求性能ランクの提案
2）地震後の継続使用性確保に必要な部位に対する耐震性能評価手法等の検討
3）地震後の継続使用性確保に資する防災拠点施設等の設計例の作成
Ⅲ

地震後の継続使用性に関する阻害要因分析と防災拠点施設等の要求性能ランクの提案
1）被災調査に基づく地震継続使用性に関する阻害要因分析
2）要求性能ランクの提案
3）解析に基づく地震被害分析

Ⅳ

地震後の継続使用性確保に必要な部位に対する耐震性能評価手法等の検討
1）RC 壁に関する検討
2）RC 造体育館定着部に関する検討
3）コンクリート杭基礎に関する検討

Ⅴ

地震後の継続使用性確保に資する防災拠点施設等の設計例の作成
1）RC 壁を有する庁舎に関する検討
2）鉄骨置き屋根を有する RC 造体育館に関する検討
3）コンクリート杭基礎を有する RC 造学校・共同住宅に関する検討

VI

おわりに

参考文献

Ⅰ はじめに -研究背景と目的-物，または旧基準の建築物に耐震補強設計がされた建築物におい2011 年の東日本大震災によって主たる防災拠点施設である庁舎ては，建築物全体が倒壊するような事例は確認されていない。一や避難施設の被害として，1981 年の新耐震基準で設計された建築

方，設計時に十分な検討が明示的に求められていない部位につい－ 31 －

ては，その損傷が顕在化し，その結果，当該建築物が地震後，継続
1）

Ⅱ 各研究テーマの概要

使用できなくなる事例が確認されている 。また，この事例と類似

1）地震後の継続使用性に関する阻害要因分析と防災拠点施設等のの例が，2004 年に発生した新潟県中越地震における病院建築物に要求性能ランクの提案

ついても確認されている 2)。これらのことは，現在の耐震基準が，東日本大震災において被災した建築物の地震後の継続使用性に

大地震時において建築物の倒壊などを防止できても，地震後に施関する調査を行い，地震後，継続使用できなかった原因を取り纏め設の機能を維持させることは難しく，継続使用のためには別途適る。その結果，設計時において地震後の継続使用性に資する防災拠

切な耐震対策が必要であることを示唆している。また被害が顕在

点施設等の要求性能を提案する。

化した部位は，既往の確立した研究分野を相互にまたがる複合領

・継続使用性に関連する被害要因分析手法（実被害建築物の解析域に位置づけられるものも多く，当該領域においてこれまでに総的検証を含む）合的な観点からの研究がなされておらず，今後各分野の専門家が・地震後継続使用性に関するヒアリング調査結果（庁舎，体育館，

共同して解決すべき課題が残されている。一方，建築研究所は，地杭が破損した建築物）

震後の機能維持・早期回復を可能とする設計体系の構築を目的と以上の検討を，建築物を管理している国土交通省，地方自治体，

して研究 3)を実施し，その耐震性能設計フローを示し，そのフロー

UR 都市機構と連携し実施した。

を実施するためのデータベースの構築並びにユーザに分かりやす

2）地震後の継続使用性確保に必要な部位に対する耐震性能評価手

い性能表示法について検討を行っており，評価体系の基礎部分を法等の検討
東日本大震災において被害が顕在化し，建築物の地震後の継続

既に構築している。
そこで建築研究所では，文献 3 で構築した評価体系に基づき，使用を大きく妨げる要因となった部位と本研究で実施している概「建築物の地震後の継続使用性」を要求性能とした性能指向型耐要を以下に示す。

震設計の実施に資する検討手法の構築を目指した研究課題を以下

鉄筋コンクリート（RC）造非耐力壁（図Ⅱ-1）：構造計算上，無視の各章で示す 3 テーマ（各テーマの関係性は図Ⅰ-1）に分けてされる部位となるため，その損傷および破壊メカニズムについて

H25 年度より開始した。具体には，サブテーマ 1 で東日本大震災の検討は行われておらず，当該壁部材の損傷を軽減させる補強技

における特徴的な被害の特定とその要因分析，さらには地震後の術もまた現在ほとんどない。本研究では，ここで示す各部材を対象

継続使用性を確保するための要求性能を提案し，サブテーマ 2 でとして，主として損傷限界状態の評価，および損傷軽減手法の検討

は，その要求性能に応じた部位の損傷限界の評価方法について示を行う。

す。またサブテーマ 3 は，サブテーマ 1 および 2 で示される要求

損傷限界状態・モデル化評価：

性能と部位の限界状態の評価方法を用いて，継続使用性の高い建・被災した RC 造建築物のプロトタイプ架構の抽出

築物の耐震設計例等を作成する。なお，本研究課題では新築のみ

・方立て壁部材実験（損傷軽減策の検討を含む）

でなく，既存建築物も対象としており，用途は主として地震後の・腰壁垂れ壁付き部材実験

速やかな継続使用性が求められる防災拠点施設等（庁舎や避難施・RC 壁を有する部分架構実験設）である。

・実大 5 層壁付き架構実験
RC 造柱と鉄骨（S）造屋根との定着部（図Ⅱ-2）：当該定着部は，通常の構造設計において適切に作用応力が考慮されていない可能性がある。またコンクリートに定着された露出柱脚としてのアンカーボルトの引張，せん断の基礎的挙動は，これまでに構造実験が実施されているが，当該接合部を対象として，作用する応力毎に生じる損傷や破壊メカニズムについては十分な検討がされていない。
・損傷限界状態の評価のための体育館の定着部要素実験
・損傷軽減のための体育館の定着部要素実験
図Ⅰ-1 3 テーマの関係性

・体育館の地震時挙動の評価
杭基礎（主としてコンクリート既製杭，図Ⅱ-3）：今回の地震被害－ 32 －

で大きな損傷を受けた既製杭については，杭単体の実験は実施さ

Ⅲ 地震後の継続使用性に関する阻害要因分析と防災拠点施設等れているが，基礎梁や柱，地盤変形を含む上部・下部構造の一体的の要求性能ランクの提案な挙動や下部構造の損傷が上部構造物の傾斜に与える影響を検討

1)

被災調査に基づく地震継続使用性に関する阻害要因分析 1）

されている例はなく，またそれらを対象とした補強工法について

東日本大震災で被災した建築物事例を対象に，地震後の継続使もほとんど検討がなされていない。そこで本研究では，以下の検討

用性に関する調査を行っている。本稿では調査事例に基づき，地震を実施している。

後の継続使用性の程度に影響を及ぼす阻害要因分析の概要を示す。

・モデル化のためコンクリート杭の要素実験

具体的には，地震後の継続使用性の有無を判断するタイミングに・損傷限界状態評価のためのコンクリート杭-柱-基礎梁部分架構

応じて，継続使用性の有無に影響を及ぼす要因を系統的に分類す

実験るための分析フローを提案する。

・損傷後修復されたコンクリート杭-柱-基礎梁部分架構実験①地震後継続使用性の考え方

その他の非構造部材：天井や大規模な間仕切壁に関して既往の実本研究では，地震後に建築物の全体又は一部の範囲が使用禁止

験結果をもとに継続使用性の観点から損傷評価データベースを充とならずに継続使用できる状態を「地震後の継続使用性がある」と実させる。以上の検討を，大学，国土交通省国総研，民間技術者ら判断する。一般に震災復旧の流れは発災後の時間経過に応じて，と連携し実施している。

(Ⅰ)発災直後，(Ⅱ)やや混乱の落ち着いた時期，(Ⅲ)恒久使用に至3）地震後の継続使用性確保に資する防災拠点施設等の設計例の作るまでの時期に分けられ，各段階で応急危険度判定 2)，被災度区分

成判定 3)の結果が建築物の使用制限の要否や継続使用の判断に活用

各用途（庁舎（RC 造），体育館（RC 造），共同住宅（RCされている。

造））における地震後の継続使用性を確保している主たる部位の表Ⅲ-1 に両判定基準及び本研究が対象とする段階を●印で示す。

被害を避けるための耐震性評価手法に関する技術資料（設計例を同表に示すように本研究では，段階(Ⅰ),(Ⅱ)での状況に着目して含む）を取り纏める。具体的には，地震時の建築物の継続使用性

東日本大震災での被災事例の継続使用性を分析し，例えば将来的確保に必要な各部材の応答値を算定し，それに基づく各部材のに恒久復旧できた場合であっても，(Ⅰ)及び(Ⅱ)の両段階で使用損傷状態を評価することで建築物の地震後の継続使用性を確保(立入)禁止措置がされていれば継続使用性がないとみなす。

する方法や現行設計手法を準用する方法などを取りまとめ，②分析方法「防災拠点施設等の地震後の継続使用性に資する耐震性能評価

図Ⅲ-1 に建築物の地震後の継続使用性の分析フロー，表Ⅲ-2 に（新築編・既存編）のための事例集（案）」を作成する。本検討

当該フロー中の記号の凡例をそれぞれ示す。

は前述した 2 つのテーマから得られる知見を取り纏め，具体の当該建築物の継続使用性の有無は基礎及び各階の被害状況のう設計例等として示すことにより，「地震後の継続使用性」に関

ち，継続使用の可否に最も影響を及ぼしたと考えられる状況に着する要求性能が示された場合に，それらを満足する設計に役立目して判断するものとし，その判断のタイミングは(Ⅰ)発災直後とつ技術資料の提供を目的としている。以上の検討を，主として(Ⅱ)やや混乱の落ち着いた時期に分けられる。段階(Ⅰ)では応急危

民間の設計技術者と連携し実施している。

図Ⅱ-1 非耐力壁の大破（庁舎）図Ⅱ-2 定着部の被害（体育館）－ 33 －

図Ⅱ-3 既製杭の大破（共同住宅）

険度判定基準，段階(Ⅱ)では被災度区分判定基準又はそれらに準ずる判定の結果に基づいて判断することを前提にしており，過去に

表Ⅲ-1 応急危険度判定基準，被災度区分判定基準及び本研究で対象とする震災復旧における段階
段階

耐震診断を実施している場合には，当該診断結果を判断の参考に
(Ⅰ)
発災直後
(Ⅱ)
やや混乱
の落ち着
いた時期
(Ⅲ)
恒久使用
に至るま
での時期

することも想定している。
継続使用性があると判断される場合は 3 通りに分類した。建築物の一部を使用制限した上で，応急措置，補修又は応急復旧をした
後に継続使用できる場合も，継続使用性があるもの（OK2,OK3）として位置づけている。継続使用性のレベルは OK1, OK2, OK3 の順に高いと言える。

震災復旧に
係る行為

応急危険度
判定基準

応急措置

●

被災度区分
判定基準

本研究

●

復旧の要否
判断，補修，
応急復旧

●

恒久復旧

●

●

一方，継続使用性がないと判断される場合は構造躯体，非構造部

例えば，東日本大震災での被災事例のうち RC 造建築物の上部

材，設備機器等の被害状況に基づき 5 通りに分類した。ここで，構造について，被災度区分判定結果が「小破」であったものが，大各々に対応する被害が継続使用の阻害要因に相当する。

半の方立て壁がせん断破壊したことに加え，それに伴う落下危険

スタート

一見して危険

応急危険度
判定基準又はこれに
準ずる判断

調査済

発災直後の判断 （Ⅰ）

要注意 or 危険

NG1
NG

NG2

応急危険度判定の項目・設備機器等の状況に応じた判断
OK （応急措置で対応可）

OK2

詳細調査の実施

実施

OK1

未実施

詳細調査の実施

エンド

エンド

実施

やや混乱の落ち着いた （Ⅱ）
時期の判断

詳細調査

(1) 基礎構造
被災度区分
判定基準又はこれに
準ずる判断

未実施

(2) 上部構造

OK （無被害 or 補修で対応可）

NG
NG

NG3
NG4

被災度区分
判定基準又はこれに準ずる判断

OK （構造躯体の軽微な補修・応急復旧で対応可）

NG

非構造部材・設備機器の状況に応じた判断
OKOK

継続使用性 ありNG

継続使用性 なし

NG5
OK3

エンド

図Ⅲ-1 建築物の地震後の継続使用性の分析フロー－ 34 －

表Ⅲ-2 図Ⅲ-1 に掲げる分析フローの凡例

物が存在することにより使用禁止となった事例もある 4)。したがっ建築物の地震後の継続使用性の有無て，この事例のように構造躯体が軽微な補修又は応急復旧できる状況であっても，非構造部材等の被害状況から継続使用できないと判断される場合は，NG5 に該当する。
なお，段階(Ⅰ)と(Ⅱ)の間では判定基準が異なるため，以下のよ

継続使用性
あり

うに継続使用性有無の判断が変わることも考えられる。
・ 段階(Ⅰ)で立入禁止措置がされたが，段階(Ⅱ)で詳細調査をした結果，応急復旧等によって継続使用できると判断される場合（NG2 ⇒ OK3）
・ 段階(Ⅰ)で応急措置後に継続使用したが，段階(Ⅱ)で詳細調査をした結果，継続使用できないと判断される場合（OK2 ⇒NG3～5）
2）要求性能ランクの提案 5）①位置づけ

発災直後の判断に基づき，当該建築物の全体を継続使用した。
発災直後の判断に基づき，必要に応じて当該建築物の一部を使用制限し，応急措置によって継続使用した。
やや混乱の落ち着いた時期の判断に基づき，当該建築物の一部を使用制限し，軽微な補修又は応急復旧によって継続使用した。

図Ⅲ-1
中記号
OK1
注1)

OK2
注1)

OK3
注2)

NG1～5

継続使用性なし

注3)

注 1）やや混乱の落ち着いた時期に詳細調査を実施し，判断の結果が「OK3」又は「NG1～5」になる可能性がある。
注 2）継続使用できる見込みの場合を含む。ただし，その後の判断の段階で，建替え又は機能移転に至る可能性がある。
注 3）過去に耐震診断を実施している場合には，当該診断結果も必要に応じて判断に反映される。
「NG2」の場合はやや混乱の落ち着いた時期に詳細調査を実施し，判断の結果が「OK3」になる可能性がある。

表Ⅲ-3 活動上重要なエリアと主な検証部位(例)との対応

要求性能ランクの検討に当たり，前述した継続使用性の阻害要
因分析の結果や既往の基準や指針等を参考にし，以下の 1)，2)の流れに沿った方針で必要な項目を整理した。

用
途
庁
舎

1) 建築物の用途ごとに活動上重要なエリアを設定する。
2) マトリクス表の形式で複数の耐震性能目標ランクを定義し，各々のランクに応じて要求される各部位の損傷状態を明確にする。
「官庁施設の総合耐震計画基準及び同解説」6)で定める各部位の耐震安全性の目標設定の考え方は，大地震後の十分な機能確保が体
育館

地震後の必要な機能(業務)
災害時優先業務の指揮と情報伝達の拠点
災害復旧復興業務のうち，優先度の高いもの
職員の活動支援基幹設備機能の確保
活動経路の確保
災害時の避難行動の拠点
避難者の活動支援
活動経路の確保図られるかどうかという視点に基づいており，本研究で目標とす

活動上重要なエリア
主な検証部位(例)
災害対策本部
応急業務エリア
トイレ
電気室,電算室
廊下,階段室エレベータ室アリーナ

トイレ
廊下,階段室非耐力壁,吊り天
井,外壁材,ガラ
ス窓
給排水設備
設備機器
非耐力壁,Exp.J.
エレベータ設備
非耐力壁,吊り天
井,外壁材,ガラ
ス窓
給排水設備
非耐力壁,Exp.J.

基礎構造
上部構造

基礎構造
上部構造

る継続使用性の確保と方向性が合致する。したがって，要求性能(案)では同基準で定める耐震安全性の目標設定の考え方と整合す③目標性能ランクるよう留意するとともに，阻害要因分析の結果を踏まえれば基礎

継続使用性確保のための目標性能ランクはマトリクス表形式で構造や非構造部材（RC 造非耐力壁等）の被害も継続使用の阻害要整理した。設定方針を以下にまとめる。目標性能ランクとして表Ⅲ因であったことから，これらの部位については同基準より詳細な-4 に示す上位から S,A,B の 3 段階を提示し，この中から継続使用性能目標を検討した。

性確保のための性能目標を選択する。
表Ⅲ-4 目標ランクの区分②活動上重要なエリアの設定

目標性能ランク
活動上重要なエリア
左記以外のエリア
S
●
●
A
●
○
B
○
○
（凡例）●：使用制限することなく継続使用できる，○：使用制限した後に継続使用できる官庁施設に関して文献 6）では，非常時の優先業務が確実に実行されるために，耐震安全性に係る機能が確保され，執務空間や活動支援空間が安全な状態で維持されることが重要であること，また，これらの機能を支える基幹設備機能も確保されなければならない
ことが示されている。この考え方は庁舎だけでなく，避難所として同表に示すように，同ランクは対象施設の活動上重要なエリア指定された体育館その他の用途建築物についても，活動上重要なとそれ以外のエリアごとに，使用制限の有無を考慮した継続使用

エリアを設定する上で参考になる。

状況の観点で区分した。表Ⅲ-5 に示すマトリクス表の縦軸には目

表Ⅲ-3 に庁舎と体育館を例に，活動上重要なエリアと主な検証
部位(例)との対応を示す。

標ランク S,A,B，横軸には基礎構造(地盤，基礎部材)，上部構造(RC造，S 造，屋根支承部)，非構造部材(RC 造壁)をそれぞれ示してい－ 35 －

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− 36 −

スパン中央に方立壁，Y2 通り（廊下側）には袖壁と方立壁が設け

立体解析結果から出力した 5 層の層間変形角が 1.0%時点の Y1,Y2

られた建物である。使用された材料は，コンクリートは設計基準強

構面の機構図を示す。

度が 21N/mm2，鉄筋は D19 以上が SD345，D16 以下が SD295A で

図Ⅲ-5,7 は実際に対象建物で行われたひび割れ調査の結果を元ある。鉄骨柱は 1 階から 5 階 (端部は 1 階と 2 階) が SM490，6に作成した非耐力壁の損傷度合いを纏めたものである。表Ⅲ-7,8

階以上(端部は 3 階以上)が SS400 である。梁は 2 階から 7 階がは耐震性能残存率 R 値の算出結果である。また，R 値の算定法にSM490，8 階以上は SS400 である。建物重量は対象建物の設計図書関して今回の対象建物の実被害情報としてひび割れ情報は得られを参照した。

たが，非耐力壁のひび割れ幅情報を得ることができなかったたb) 解析手法

め，R 値の算定における部材の損傷度を決定する。具体的には，検討建物のモデル化にあたり，市販の解析プログラムを用い，静R 値の算定における当該部材の損傷度として，剥落があるものを的増分解析と地震応答解析を行う。静的増分解析について，外力分

損傷度Ⅲ，1 本のひび割れ長さが約 1000mm 以上，またはひび割

布は Ai 分布に基づく分布とする。地震応答解析では，東北地方太

れ本数 10 本以上の場合を損傷度Ⅱ，それ以外を損傷度Ⅰ，無損

平洋沖地震における建設地近傍で観測された東北工業大学のデー

傷を損傷度 0 と決定し，算定式は被災度区分判定基準に基づき算タ 10)を用いる。柱の負担する軸力は対象建物の設計図書よる各層定した。ただし，Y2 構面の小開口の含まれる方立壁は開口を含の重量をそれぞれの部材の支配面積により振り分けている。また，

めて無開口の方立壁としてモデル化しているため開口左右の壁の非耐力壁は被害報告から，方立壁のせん断破壊がみられること，既損傷は無視することとした。機構図と比較すると，解析結果では往の研究

11)で方立て壁に作用する軸力比に関する研究結果を鑑み，

6 層目まで方立壁にせん破壊が見られる。被災度区分判定結果を見ると Y1，2 構面ともに 6 層目まで大破であり，ある程度今回の軸力比 η=0.15 と仮定しモデル化を行った。
危険断面位置は全て柱，梁，壁のフェイス位置に設定し，フェイ

解析結果は実被害を追えており，かつ R 値の算定結果も被害程度

ス位置間を剛域とし，壁部分については図Ⅲ-2 のように剛域を設と対応していると言える。

定した。袖壁付き柱に関しては，袖壁長さが上下で異なるモデルは

c.2 動的解析結果による損傷度比較
実被害状況から，既往の実験結果 12)を使用し，非耐力壁の変形複雑になる割にその効果が小さいと考えられるため，上部の袖壁を無視し下部の開口位置に合わせてモデル化する。

状況を 5 層目が層間変形角 1%程度と仮定した。その判断に基づc) 解析結果に基づく損傷評価

き，静的解析で 5 層目が層間変形角 1%に達した時点の層間変形分

c.1 静的増分解析結果による損傷評価

布を最大応答の状態とみなした。

今回の解析結果が実際の被害と比べてどの程度の精度であるか

また本検討では，強度低下を考慮する解析モデルを用いて検討を検討するため，解析結果と実被害との比較を行う。また，実被を行った。その際，同程度の断面を持つ方立て壁試験体の実験 12)

害状況から対象建物の非耐力壁の変形状況を推定するため，既往により得られる負勾配率を式（1）により算定した。この際，初期

12)の実験結果の中で示された NSW2 試験体の結果を参照

剛性 K0，終局強度などの値は文献 12 で示された荷重変形関係を包し，Y1,Y2 構面の非耐力壁の変形状況を推定する。なお，Y2 構

絡線化することにより算出した結果，負勾配率-0.03 が得られた。

の研究面よりも Y1 構面の方立て壁が前述の試験体と比較でき，損傷状η

態の予測ができると判断し，Y1 構面を基準に検討を行うことと

・

式(1)

した。Y1 構面の被害性状と実験結果を比較すると，試験体が層間変形角 1%の時の損傷性状と 5 層の損傷性状が類似(図Ⅲ-3)したため，5 層の層間変形角を 1%と仮定した。また，図Ⅲ-4,6 は

Y1 通り

Y2 通り

Y1 通り 5F（X6-X7）実被害図Ⅲ-2 袖壁および方立て壁部材のモデル化

最大部材角 1%時

図Ⅲ-3 実験と実被害の損傷性状の比較－ 37 －

：方立壁の終局強度(kNm)の小さかった 6-11 層目に関しては，静的解析と動的解析結果の応′：耐力低下後の方立壁の強度(kNm)

答変形に違いが見られ，その要因としては実際の地震による外力：方立壁の終局時の部材角(rad.)と今回解析に用いたAi 分布に基づく外力分布による違いなどが考′：耐力低下後の方立壁の部材角(rad.)えられるが，本稿での地震後の建物の継続使用性に着目した検討：部材の初期剛性(kNm)

においては，変形の小さい層が継続使用性に与える影響は小さい

静的増分解析による応答予測値と動的解析の各層の最大応答点と判断した。

を比較した結果を図Ⅲ-8 に示す。四角の凡例は 5 層の層間変形角が 1%に達した際の各階の層間変形分布であり，三角の凡例は動的②RC 体育館定着部に関する検討 13)

解析結果の最大応答変形-最大応答変形時せん断力のプロットであa)

建物概要と被害状況

る。また，各層の静的解析，動的解析結果の応答変形の比較を図Ⅲ-

検討建物は，耐震壁付ラーメン構造の RC 躯体に鉄骨造の屋根9 に示す。実被害で 5 層目の方立て壁の部材角が 1％に達したとすが乗る，置屋根形式の新耐震基準で設計された実在する体育館でると，多少の違いは見られるものの変形に関しては特に変形の大ある。スパン方向 35.0m，桁行方向 59.8m，地上 3 階の建物で，2

きい 1-5 層目は動的解析において概ね実被害を追えていると考え階より上がアリーナとなっている。屋根伏図・軸組図を図Ⅲ-10 にられ，かつ静的解析による検討結果とも整合性がとれており静的・示す。

動的解析結果から最も変形の大きい 3，4 層から最大層間変形角は2011 年東日本大震災における各支承部の被災状況を図Ⅲ-11 に，

図Ⅲ-9 に示すように 1.5％程度であったと予想される。また，変形支承部詳細図を図Ⅲ-12 損傷の状況を写真Ⅲ-1 示す。
TYPE-A’のモ
ルタルは 120mm 程度の厚みがあり，通常より厚くなっている。被表Ⅲ-7 Y1 構面被災度区
分判定結果
層
11F
10F
9F
8F
7F
6F
5F
4F
3F
2F
1F

Y1
R値(%) 損傷度
98.18 軽微
100.00 軽微
97.73 軽微
96.36 軽微
66.36 中破40.91 大破
32.73 大破
30.00 大破
30.00 大破
30.00 大破
30.00 大破

図Ⅲ-4 ベランダ側 Y1 構面機構図 (R=1.0%)

図Ⅲ-5 ベランダ側 Y1 損傷図

図Ⅲ-6 共用廊下側 Y2 構面機構図 (R=1.0%)

図Ⅲ-7 共用廊下側 Y2 損傷図

表Ⅲ-8 Y2 構面被災度区
分判定結果

11F
10F
9F
8F
7F
6F
5F
4F
3F
2F
1F

Y2
R値(%) 損傷度
88.64
軽微
85.91
軽微
79.09
軽微
70.00
軽微
60.91
中破
32.73
大破
30.00
大破
30.00
大破
30.00
大破
32.73
大破
35.45
大破

1/50

層間変形角（rad)

層

3/200
1/100
1/200
0
1

2

3

4

静的解析結果

5

6

7

8

9

10

動的解析結果図Ⅲ-8 静的・動的解析結果比較

図Ⅲ-9 静的・動的解析結果比較（荷重変形関係）（層間変形角）－ 38 －

層

災度判定の結果，支承部のコンクリート及びベースモルタルに，アンカーボルトの側方破壊に伴うひび割れや剥離が生じていたが，RC 躯体と屋根鉄骨に損傷はほとんど見られなかった。
b)

解析モデル
被災度判定において，支承部以外に大きな損傷は見られなかっ(b) スパン方向軸組図

たため，屋根鉄骨と RC 躯体を一体化した弾性解析を行った。架構の概要を図Ⅲ-13 に，部材諸元を表Ⅲ-9 に示す。屋根の支承部(a) 屋根トラス伏図

は，鉄骨屋根の節点と RC 梁の構造芯でモデル化した節点を剛な仮想部材で繋ぎ，鉄骨側の節点をピン接合とした。プログラムは任意系立体フレーム解析プログラム MIDAS iGen を使用し，静的解
析と時刻歴応答解析を行った。静的解析の地震荷重は，耐震診断 14)(c) トラス軸組図

における構造耐震指標 ISO を 0.7，靭性指標 Fi を 1.0 としたときに(d) 桁行方向軸組図

図Ⅲ-10 構造伏図・軸組図相当するせん断力とした。
Ci = ISO× Fi × Ai
(ISO=0.7, Fi=1.0, Ai: A1=1.00, A2=1.395, A3=1.736)
時刻歴応答解析に用いる地震波は，2011 年東日本大震災における K-NET 観測波 IBR012 とした。本建物は観測点から 6.6km の距離に位置する。IBR012 の NS, EW のデータから，本建物の X,Y 方向に対応させた地震波を作成した。1 次固有周期は X,Y 方向それ

図Ⅲ-11 支承部被災状況

ぞれ 0.248 秒，0.312 秒で，RC 躯体が構面外に振動するモード形状

表Ⅲ-9 部材諸元になっている。減衰は，剛性比例型で減衰定数を 3%とした。
c)

解析結果と支承部の評価
静的解析及び時刻歴応答解析の層せん断力及び層せん断力係数

屋根トラスの結果を表Ⅲ-10 に示す。支承部耐力と解析より得られた支承部せん断力を表Ⅲ-11 に示す。時刻歴応答解析での支承部せん断力は，
図Ⅲ-12 支承部詳細図

最大応答値を示す。支承部耐力は，最小へりあき位置でのコンクリ

梁
RC
柱
躯体
壁

ヤング
係数
(N/mm2)

主な部材

205,000

φ76.3×3.2～
φ89.1×4.1

21,000 □-400×700
21,000 □-650×900
21,000 t=150

ートの側方破壊の耐力にアンカー本数を乗じて算出した。これは，支承部に被害が生じるまでは全てのアンカーが均等にせん断力を負担し，へりあきが最小のアンカーのせん断力が側方破壊耐力に達したときに，支承部の破壊が生じると考えたときの耐力である。
支承部耐力の算定式を以下に示す。

(a)損傷度Ⅲ

Qs= qa×n(b)損傷度Ⅳ
写真Ⅲ-1 損傷の状況(c)損傷度Ⅴ

Qs：支承部耐力，qa：アンカーボルトの側方破壊耐力，n：ア
ンカー本数
qa=φ2×cσ t×Aqc15)

cσ t=0.31√Fc

φ2：低減係数 短期 2/3，cσt：コーン状破壊に対するコンクリートの引張強度，Fc ：コンクリートの設計基準強度(a)全体モデル(b)支承部のモデル化，Aqc：せん断力方向の側面におけるコーン状破（21N/mm2）
図Ⅲ-13 解析モデル

壊面の有効投影面積，c：へりあき寸法－ 39 －

地震波 IBR012 による時刻歴応答解析結果より得られた支承部

表Ⅲ-11 支承部せん断力と耐力の比較

せん断力と支承部耐力を比較したところ，支承部せん断力が支承

T へりあ 耐力 解析応力(kN)
方
損傷度
位置 YP きA向E c(mm) (kN) 静的 動的B
G-1 A
311
47
47 Ⅲ
F-1
A'
60
21
89
110 Ⅴ
E-1
B
105
66
175
155 Ⅴ
E-1' B
105
66
132
133 Ⅴ
D-1 B
105
66
132
135 Ⅴ
D-1' B
105
66
176
154 Ⅴ
C-1 A'
60
21
92
74 Ⅴ
311
48
55
X B-1 A
G-11 A
311
30
76
F-11 A'
60
21
86
76 Ⅴ
E-11 B
125
93
100
136 Ⅲ
E-11' B
125
93
74
88 Ⅲ
D-11 B
125
93
77
65
D-11' B
125
93
107
93
C-11 A'
60
21
87
76 Ⅴ
B-11 A
311
33
70 Ⅲ
G-1 A
311
115
73 Ⅲ
G-2 A
110
72
1
108 Ⅳ
G-3 A
110
72
173
115 Ⅳ
G-4 A
110
72
197
157 Ⅳ
G-5 A
110
72
183
152 Ⅳ
G-6 A
110
72
170
166 Ⅳ
G-7 A
110
72
167
138 Ⅳ
G-8 A
110
72
170
145
G-9 A
110
72
165
125
G-10 A
110
72
65
112 Ⅳ
311
124
92
Y G-11 A
B-1 A
311
117
73
B-2 A
140 116
11
107
B-3 A
140 11689
95
B-4 A
140 11624
83
B-5 A
140 116
177
120
B-6 A
140 11630
60
B-7 A
140 116
123
107 Ⅳ
B-8 A
140 116
157
119 Ⅳ
B-9 A
140 116163
106
B-10 A
140 116
57
79 Ⅳ
B-11 A
311
134
87 Ⅲ

部耐力を上回った箇所と支承部の損傷箇所は概ね一致した。解析
結果からこのような支承部の損傷が発生した原因として，以下二つの理由が推定される。
①

屋根鉄骨の水平剛性に比べRC片持ち壁の面外剛性が小さく，片持ち壁の面外方向に作用する慣性力の一部を屋根鉄骨が負担したため，支承部に設計で想定した以上のせん断力が作用した。

②

アンカーボルトのせん断力に対するコンクリートの側方破壊が設計段階で考慮されておらず，支承部耐力が十分ではなかった。

IBR012 で得られた支承部せん断力は，静的解析による結果とオーダーとしては一致しており，ベースシア係数 0.7 程度の静的水平荷重により，東日本大震災における本建物の支承部損傷評価が可能であることが分かった。ただし，損傷の程度と支承部せん断力の大きさは必ずしも一致しておらず，より詳細な評価を行うには，支承部損傷時の非線形性を考慮した解析モデルによる支承部せん断力の算出と，支承部そのものの詳細な耐力評価が必要となる。

表Ⅲ-10 層せん断力・層せん断力係数
層321

層せん断力(kN)
動的IBR012
静的
X方向 Y方向 C0=0.7
5,066
3,961
8,678
6,975
7,714 16,156
14,887 17,000 30,989

層せん断力係数
動的IBR012
静的
X方向 Y方向 C0=0.7
0.71
0.56
1.22
0.42
0.47
0.98
0.34
0.38
0.70

－ 40 －

検定比
B/A
0.15
5.11
2.36
2.02
2.06
2.34
3.47
0.18
0.24
3.54
1.46
0.95
0.70
1.00
3.56
0.23
0.23
1.50
1.60
2.19
2.12
2.30
1.91
2.02
1.74
1.56
0.30
0.23
0.92
0.82
0.71
1.03
0.52
0.92
1.02
0.91
0.68
0.28

壊した杭の再配分後の載荷で No.2 が Qu に達するが，他の杭は最RC 杭基礎に関する検討 16)

終ステップ CB=0.41 でも破壊状態には至らない。その状態から西a）検討背景と目的→東方向（すべて引抜き側）の載荷を行うと CB=0.27 において地

本節では，杭基礎の被害要因と対策に関する検討のうち，現行の中部で降伏曲げモーメント(My)に達した。

耐震規準類に従って設計されていた建物の杭の一部が破損して傾以上，杭体や杭頭接合部の負担軸力に依存した非線形性や水平

斜し，継続使用不能となった被害の解析事例を示す。
検討対象は 1987 年竣工の 8 階建（軒高 23.4m）の建物で，1~4 階

地盤反力の群杭効果を適切に考慮した解析により，実際の被害とSRC 造･5~8 階 RC 造，南北方向連層耐震壁･東西方向非耐力壁付対応する解析結果が得られた。
N

きラーメン構造である。基礎は図Ⅲ-14 のように高強度プレストレ
W

ストコンクリート杭（PHC 杭・直径 50cm）が柱下 2~5 本ずつ配置

1

E

6,450

2

6,450

3

5,500 4-6Sされ，杭頭は GL-2.6~-2.7m，杭長 30~33m（上杭 C 種 7m，中杭・相対沈下量(mm)

F

-89

7,275

③

下杭 A 種 15m+8~11m の継杭）である。建物直近の地盤調査によ7 8E

れば，埋土の下 GL-4.4m まで N 値 4 程度の粘性土，以下は N 値

610~50 の粘性土・砂層・砂礫の互層である。
D89mm）生じた。上部構造の被害としては，梁・壁の軽微なひび

C割れに加え，1,2,6 階の南側方立壁のかぶりコンクリートの剝落が

3,675

5

地震後には，北西向きの傾斜（8 階床の最大相対沈下量

3 4
2

杭 No.1見られた。その後，掘削調査を行って杭頭部の破損が目視確認さ0

れた杭は西端の 1 通りの 3 本(図Ⅲ-14●：No.1,2,6)で，写真Ⅲ-2

-5

-50

杭頭破損

地中部損傷

杭頭破損･地中部損傷

図Ⅲ-14 杭伏図・杭の被害状況・沈下量に示す破壊状況であった。さらに，弾性波を用いた非破壊検査(IT撮影方向試験)で地中部の損傷の可能性あり，と判定された杭が 12 本（図6Ⅲ-14＋，No.6 は杭頭と地中両方損傷）であった。
b）検討方法
被害過程の検討のため，被害大きい通りの杭 8 本と地盤ばねか

12

らなる解析モデルにより弾塑性静的荷重増分解析を行った。地盤
ばねは非線形性に加え載荷方向ごとの杭間距離の影響（群杭効No.1果）を，杭体・杭頭接合部は負担軸力に応じた非線形性を考慮した。具体的なモデル化方法は文献 16 を参照されたい。

No.2

No.6

写真Ⅲ-2 杭の被害状況（杭頭の目視調査）
曲げモーメント(kNm)

外力は近隣の観測記録を用いた応答解析に基づいて評価し，杭解析ケースとしては，被害状況から，南北方向の載荷で杭頭の破壊が先行，次に東西方向の載荷で地中部破損が生じたと想定
し，この順番で続けて加力することとした。また，いずれかの杭

杭頭からの深度(m)

頭水平力・軸力は基礎階の層せん断力係数(CB：南北方向 0.41，
東西方向 0.34/上部構造の被害状況を考慮)から計算した。

15 に CB=0.36 のステップの No.1,2,6 杭のせん断力・曲げモーメン
トの分布を示すが，このステップで最も外端に位置して地盤反力・軸力ともに大きい No.1 が最初にせん断耐力(Qu)に達する。破

杭頭からの深度(m)北→南方向載荷（No.1 が押し込み側）のケースのうち，図Ⅲ-

5

15

Mu

Mc

20

My

25

せん断力(kN)

せん断力(kN)-600 -400 -200 00

テップでモデルから取り除き，水平力を再配分した。

曲げモーメント(kNm)

200 400 600 -600 -400 -200 0 200 400 600

1030がせん断耐力または終局曲げモーメントに至った場合は，そのスc）検討結果曲げモーメント(kNm)-600 -400 -200 0 200 400 600 -600 -400 -200 00

せん断力(kN)

200 400 600 -600 -400 -200 0 200 400 600 -600 -400 -200 0

200 400 600

5
10
15

Qu

20
25
30

－ 41 －

No.1

No.2

No.6

図Ⅲ-15 解析結果（CB=0.36 時の応力）

Ⅳ 地震後の継続使用性確保に必要な部位に対する耐震性能評価

かった。
表Ⅳ-1 より非耐力壁の損傷件数は 60 件だが，非耐力壁 1 件に手法等の検討1）RC 壁に関する検討

つき，様々な壁部材が破壊した場合を累計すると合計 94 件となり，①被災したRC造壁付き架構の標準モデルの抽出1)

その非耐力壁の種類の内訳を表Ⅳ-2 に示す。表より，方立て壁がa）壁付き架構の開口に関するデータ収集結果

15 件と最も多く，次いで RC 造であれば袖壁，
腰壁垂れ壁と続く。

a.1 文献調査による収集結果

ドア周辺部と記載されているものも 9 件あるが，これらは方立て

本節では，既に纏められている文献並びに官庁施設管理者への壁や腰壁垂れ壁と推察される。ひび割れの種類としては，せん断ひ

簡易ヒアリングにより収集された被害事例 1,2,3)を示す。それらのび割れが目立っている事が分かる。

収集結果は合計 842 棟であった。次に，新耐震設計基準で設計又a.2 詳細調査による収集結果

は補強が行われていないものと竣工年が不確かなものなどを除外
した結果は 136 棟となった。136 棟の各部位（275 件）の損傷状況を纏めたものを表 1 に示す。新耐震設計基準に基づく建築物では非構造部材の被害が全体の半数以上を占めた。中でも非耐力壁

前節で示した被災事例結果の中から，特に地震後の継続使用性に関する情報が収集できる可能性の高い事例を抽出し，その中から詳細なヒアリングと設計図書などの収集も同時に行った。
東日本大震災において，防災拠点となる複数の庁舎において構が最も多く，次いで天井，外装・タイル，Exp.J 関連の被害が多表Ⅳ-1 被災事例の内訳

構造部材

設備機器

50 件

45 件

壁

8件

非耐力壁

60 件

柱

21 件

天井

32 件

梁

13 件

外装・タイル

22 件

ブレース

3件

Exp.J

13 件

その他

5件

その他

16 件

空調設備

15 件

什器・家具

6件

照明設備

10 件

その他

20 件

143 件

非構造部材

地盤・杭・基礎・外構

31 件

合計 275 件

表Ⅳ-2 非耐力壁の種類の内訳

方立て壁

袖壁

腰壁

垂壁

15
件

6件

5件

5件

せん断ひび割れ

6

せん断破壊

6

不明(ひび割れ)3

せん断ひび割れ

1

せん断破壊

1

コンクリート剥落

1

不明(ひび割れ)3

せん断ひび割れ

1

せん断破壊

1

コンクリート剥落

せん断ひび割れ
ドア周辺部*1)

9件

3

せん断破壊

1

不明(ひび割れ)5

不明(ひび割れ)2

コンクリート剥落

1

コンクリート圧壊

1

せん断破壊

1

不明(ひび割れ)

9

その他損傷

8

1

せん断ひび割れ9

不明(ひび割れ)

2

せん断破壊

1

せん断ひび割れ

1

せん断破壊

2

壊・その他

7

不明(ひび割れ)2

不明(ひび割れ)

15

立ち上がり壁3件

階段部 RC 壁*1)

1件

非 RC 造非耐力
壁

不明

18 件

32 件

コンクリート剥落・圧*1)「ドア周辺部」，「階段部 RC 壁」と記載があったが，情報が少なく非耐力壁種類として定義が困難だったものを別枠とした－ 42 －

造部材や非耐力壁部材が損傷し（図Ⅱ-1），立ち入り禁止措置がと例を示す。いずれの事例も開口間に配置されている方立て壁に顕られたことで地震後の庁舎機能が制限された。何れも旧基準によ著なひび割れが発生していることが特徴である。そこで，今回収集り設計された建築物であるが，構造部材の損傷の程度は大破からした全ての開口率のデータを図Ⅳ-3 に示す。実線で台形状に囲ま小破まで様々であり，構造部材のみならず非構造部材等の損傷もれている範囲（開口長さ比約 0.3-0.9，開口面積比約 0.3-0.6）は，継続使用性の判断に大きく影響した。そこで，被災した RC 造壁

特に顕著なひび割れ損傷が目立った範囲である。

付き架構の標準モデルを把握する目的で，実在する RC 造庁舎および共同住宅の壁面における開口率の検討を行った。

筆者等が収集したデータ以外にも RC 造共同住宅において，構造部材の損傷は大きくなかったにも拘わらず，バルコニー側の方

ここでの開口率の指標は以下の式で算定している。ただし開口

立て壁および供用廊下側の非耐力壁が大破したために取り壊され長さの異なる開口が縦方向に配置される場合は大きい方の開口長た事例 4)が報告されている。この共同住宅について取り壊した理由

さを採用する。

を建物管理者に対してヒアリングを実施した結果，大破した非耐

開口長さ比＝Σl0/l（1）

力壁の修復も視野に入れていたが，エレベータや設備機器などの開口面積比＝ΣA0/A（2）

部位の損傷により地震後の建築物の継続使用性が著しく低下した

l0：開口長さ，l：壁内法長さ，A0：開口面積，A：壁面内法面積ことから，総合的に判断して取り壊しの判断を行っている。このこ

ここで収集した庁舎は，本研究課題で収集した庁舎や共同住宅とは，大地震後の継続使用性を確保するには，複数の部位の損傷をの図面より抽出しており，各庁舎施設は地方自治体の庁舎を中心低減させる必要性を示唆しており，これらの部位は建築物の用途，に全13棟で壁面数155および，共同住宅の全壁面数は92である。

すなわち地震後の活動のための必要な機能に依存していると推察

図Ⅳ-1 に庁舎の，図Ⅳ-2 に共同住宅の壁構面について被災した事される。
a.3 標準モデル架構の提案①②

前章までの検討に基づき，庁舎の標準モデル架構の提案を行③う。条件としては以下の通りである。
1.開口率指標である開口長さ比が0.3-0.9，開口面積比が0.3-0.6の範囲にあること2.庁舎の標準的な構造階高として3.0mを超えることΣl0/l＝0.50，ΣA0/A ＝0.43 ②と③の間でひび割れ幅
1.9mm（損傷度 III）

1

図Ⅳ-1 庁舎で非耐力壁が被災した事例

0.9

庁舎1
庁舎2
庁舎3
庁舎4
庁舎5
庁舎6

0.8

庁舎7
庁舎8

0.7

庁舎9
庁舎10
庁舎11

0.6

ΣA0/A

開⼝率に関するデータの分布

庁舎12
庁舎13

0.5

庁舎ひび
全データ
6社ひび

0.4

南構面（被災）
北構面（被災）0.3

北構面（ひび）
南構面（ひび）0.2
0.1
0Σl0/l＝0.50，ΣA0/A ＝0.43 ②と③の間でひび割れ幅

01.9mm（損傷度 III）

0.1

0.2

0.3

0.4

0.5

0.6

0.7

0.8

Σl0/l

図Ⅳ-2 共同住宅（バルコニー構面）で非耐力壁が被災した
事例－ 43 －

図Ⅳ-3 損傷が顕在化した開口率の分布特性0.91

図Ⅳ-4 庁舎の標準モデル架構
3.壁を除いた架構のベースシア係数が0.3程度で，層せん断力係数②損傷限界状態の評価のための方立て壁・袖壁付き柱要素実験

0.2で層間変形角が1/200程度となるような部材断面を有すること

a）方立て壁を対象とした部材実験 8)

4.普通強度材料を用いること

a.1 試験体・実験概要

以上の条件に基づき提案した壁構面の軸組図の一例を図Ⅳ-4 に本実験の試験体形状は①a.3 で示した標準モデル架構内にある示す。いずれの等価開口周比も 0.40 を上回っており，構造計算上，両側に開口を有する方立壁部分を模擬した。試験体数は 4 体で，耐力壁として認められない。いずれの壁にも方立て壁と袖壁があ

表Ⅳ-3 に試験体概要，表Ⅳ-4 に材料試験結果，図Ⅳ-5 に試験体図るが，それらには腰壁や垂れ壁などの水平方向の壁部材も取り付をそれぞれ示す。実験変数は軸力の有無，壁横筋配筋，せん断スパ

き，前述した多くの被災事例と整合している。また庁舎の構造階高ンとした。NSW1 には軸力 0kN，他の 3 体には軸圧縮力 458kN（全は平均的に共同住宅より高く，条件 2 番を考慮し 3.5m とした。今断面積に対する軸力比 0.15 相当）をそれぞれ作用させた。壁断面

回の調査より，壁部材の厚さは 100-120mm 程度で，壁筋はシング

は 120mm×1050mm，壁高さは 2100mm とした。壁筋には D10ル配筋（D10＠200（SD295）），端部の開口補強筋として 1-D13 ま（SD295A）を使用し，縦筋は全試験体で250mm間隔，
横筋はNSW1

たは 2-D13 が配されている。柱梁断面について，条件 3，4 を満足

及び NSW2 で 250mm 間隔（直線定着），NSW3 及び NSW4 でするよう，柱断面は 700×700mm，主筋が 16-D25（SD345），せん断

125mm 間隔（180 度フック定着）のいずれもシングル配筋とした。

補強筋は D13@100（SD295 ），梁断面については，断面が材料試験結果は表Ⅳ-3 及 4 の通りである。載荷装置図を図Ⅳ-6 に

500×700mm，主筋が 5-D25（上端，SD345），3-D25（下端，SD345），示す。4000kN 鉛直ジャッキ 2 本により所定の軸力を一定に保持す

せん断補強筋が D13@100（SD295）を想定した。

るとともに，NSW1～NSW3 では上下スタブの平行を保持し，

図Ⅳ-4は，1つの壁面に窓開口が2つある状態とし，主として外NSW4 では反曲点を壁頭位置に制御しながら，3000kN 水平ジャッ壁面を想定している。この場合，水平抵抗要素は袖壁付き柱，方キにより水平力を与えた。載荷は上下スタブの相対水平変位を壁

立て壁，壁付き梁によって構成される。

高さ 2100mm で除した部材角 R により制御した。水平加力は正負

このように等価開口周比が大きくとも壁部材が配されている場

交番繰返し漸増載荷とし，R=±1/800rad で 1 回，R=±1/400rad，合，保有水平耐力に大きく寄与 5）し，壁部材の剛性低下や剛域長±1/200rad，±1/133rad，±1/100rad，±1/67rad，±1/50rad で 2 回ずつ繰さが全体の荷重変形関係に大きな影響をもたらすことが解析的にり返した。ただし，耐力低下が確認されたサイクルでは繰り返し回

検討 6）されている。以上のことから，ここで提案した壁付き架構

数を 5 回とした。

も純ラーメン架構と比べれば大きな保有水平耐力を有することが

鉄筋歪は開口補強筋及び壁筋に貼付した歪ゲージ（図Ⅳ-5）によ予想されるが，一方で壁部材に大きな損傷を受けることは地震被り測定した。ひび割れ幅の計測は各サイクルのピーク変形時及び7)でも明らかである。これに対して，壁を除荷時に行い，除荷時に目視で確認できたひび割れやコンクリー

害事例や既往の実験研究有効活用しつつも損傷を低減することが必要であり，そのためにトの剥落を OHP シートに転写することで記録した。

は当該壁部材の損傷性状の把握が必要となる。

－ 44 －

a.2 実験結果概要

b.2 実験結果概要

各試験体のせん断力－部材角関係を図Ⅳ-7 に示す。
図Ⅳ-7 中に，

荷重変形関係を図Ⅳ-10に，最終破壊状況を図Ⅳ-11に示す。

●，▲，◆点でそれぞれ開口補強筋，壁縦筋及び壁横筋の降伏点を，

MW1-SとMW2-Sは曲げ圧縮破壊，MW2-Dはせん断破壊となっ■点で最大耐力点をそれぞれ示す。また，構造関係技術基準に基づた。ピーク時と除荷時の最大ひび割れ幅の推移を図Ⅳ-12に示き算定した曲げ耐力 Qmu，せん断耐力 Qsu（mean 式）を図中に破線す。曲げ圧縮破壊したMW1-SおよびMW2-Sでは曲げひび割れが及び一点鎖線でそれぞれ併せて示す。NSW2 はせん断破壊，他の 3大きく拡幅する傾向があり，最大耐力経験後の除荷時にはピーク

体は曲げ破壊する設計である。いずれの試験体も R=1/400rad 又は時の半分程度までひび割れが閉じた。一方でせん断破壊した

1/200rad サイクルで開口補強筋及び壁縦筋が降伏しており，曲げ降MW2-Dでは最大耐力経験後の除荷時にひび割れはほとんど閉じ

伏が先行したとみられる。しかし，曲げ降伏後の変形性能に関してず，他の2体と比較してひび割れが閉じづらい傾向があった。

は，せん断余裕度（せん断耐力／曲げ耐力）に応じて，試験体ごとc）補強された方立て壁の部材実験10)に大きな差異が見られた。

c.1 試験体・実験概要b）壁付き方立て壁を対象とした部材実験 9)

本実験の試験体は，既存建築物の方立壁を対象に耐震補強を施した 2 体及び新築建築物の方立壁を想定して端部に拘束領域を設

b.1 試験体・実験概要
本実験の試験体形状は，①a.3で示した標準モデル架構内にあけ補強した 2 体の計 4 体で，いずれも方立壁の損傷低減及び構造

る両側に開口を有する方立壁部分を模擬した。試験体規模は縮尺

性能の改善が目的である。被災した方立壁を想定した比較用試験

2/3とし，開口パターンと壁厚を実験変数とした試験体3体であ体の NSW2 を含め，試験体概要及び試験体図を図Ⅳ-13 に示す。

る。試験体形状を図Ⅳ-8に示す。壁筋にはD6(SD295A)を使用

NSW2A 及び NSW2B は， NSW2 と同一詳細を有する試験体にし，縦筋は165mm間隔でMW1-SとMW2-Sはシングル配筋，それぞれ RC 壁増設及び超高強度繊維補強コンクリート（以下，MW2-Dはダブル配筋とした。横筋は85mm間隔でMW1-SとMW2-UFC）パネル接着を行った試験体である。NSW2A では，M16 高力

Sは180度フック定着でシングル配筋，MW2-Dはダブル配筋とし

ボルト 18 本（F10T）を既存壁部分に埋め込み，既存部の作成後に，た。変形性能の向上のために横筋量を縦筋の約2倍とした。MW1-

試験体を横に倒した状態で補強部の配筋（縦横 D10@250 シング

SとMW2-Sの開口際には縦・横に2-D10(SD295A)を配筋し，MW2-ル）を行い，既存部材齢 13 日で厚さ 80mm のコンクリートを打設

Dの開口際には縦・横・斜めに4-D10(SD295A)を配筋した。コン

した。NSW2B では，既存部の作成後に試験体を横に倒した状態で，クリート強度はFc=24N/mm2（粗骨材最大径13mm）とし，軸力は既存部材齢 26 日で厚さ 60mm の UFC パネルを 2 液性エポキシ樹

方立壁の断面積に対する軸力比で0.15とした。

脂（厚さ 10mm，圧縮強度 71N/mm2，弾性係数 5.1N/mm2，引張せ加力状況と加力スケジュールを図Ⅳ-9に示す。試験体の加力はん断強度 20N/mm2，接着強度 5.1N/mm2）により接着した。UFC パ

試験部に逆対称曲げせん断力が生じるように建研式加力装置を用

ネル接着は，アンカー埋め込み，配筋，コンクリート打設等が不要

いて，正負漸増繰り返し加力を行った。試験体の上下スタブ間にで，施工面で大きな利点を有する。NSW2A，2B とも，補強後の全取りつけた変位計により計測した変形を全体変形とし，スタブ間

断面重心と加力芯が一致するように，既存部は加力芯からそれぞ

距離1700mmで除して制御用の全体部材角Rとした。

れ 40mm，35mm 偏心させた。

試験体の絶対変位は試験体の外側に計測用フレームを組んで変載荷装置を図Ⅳ-6 に示す。4000kN 鉛直ジャッキ 2 本により所定

位計を取り付け，試験体の標点に当てて計測した。全体部材角算の軸圧縮力（既存壁全断面積に対する軸力比 0.15 相当）を一定に出用の変位は上スタブ中央の標点で計測した。試験体に生じる荷保持しながら，上下スタブの平行を保持するように制御し，重は加力ジャッキに内蔵したロードセルにより計測した。

3000kN 水平ジャッキにより水平力を与えた。載荷は上下スタブ

鉄筋のひずみは壁縦筋と壁横筋，開口補強筋に貼り付けたひずの相対水平変位を壁高さ（NSW6 以外：2100mm，NSW6：

みゲージにより測定した。ひずみゲージは損傷が集中すると推測

1800mm）で除した部材角 R により制御した。水平加力は正負交された垂れ壁・腰壁と方立壁の隅角部近傍を中心に貼り付けた。

番繰返し漸増載荷とし，R=±1/800rad で 1 回，R=±1/400rad，

ひび割れ幅の計測は各サイクルのピーク時及び除荷時に行い，除±1/200rad，±1/133rad，±1/100rad，±1/67rad，±1/50rad，±1/33rad で荷時のコンクリートのひび割れと剥落状況はOHPシートに転写す

2 回ずつ繰り返し，+1/20rad の押切載荷を行った。

ることで記録した。

鉄筋歪は開口補強筋，壁筋及び端部拘束筋に貼付した歪ゲージで－ 45 －

表Ⅳ-3 試験体概要

Fc (N/mm2)

上下スタブ主筋：8-D25

NSW4

1050

2100

NSW1, 2

20

458

342.5

120
275

250

250

500

-

175

1050
1400

100

+

3000kNhydraulic jack4000kNhydraulic jack

175(a) 立面図
図Ⅳ-6 載荷装置▲ 壁縦筋降伏点■ 最大耐力点
Qmu=332.8kN
Qsu=317.9kN

Qsu=279.8kN

200554055Specimen

降伏歪
(%)
0.183
0.189

● 開口補強筋降伏点◆ 壁横筋降伏点

300250(b) 断面図275

図Ⅳ-5 試験体 (unit:mm)

Qmu=126.7kN

0-100

Qmu=-126.7kN

-200
-300

Qsu=-279.8kN

Qsu=-317.9kN
Qmu=-332.8kNNSW2

NSW1

Qsu=351.3kN
Qmu=332.8kN

300Shear force (kN)Shear force (kN)

D10
D13

引張強度 弾性係数(N/mm2) (kN/mm2)
484
190
527
190

250
1050

割裂引張
強度
(N/mm2)
2.46

表Ⅳ-4 鉄筋材料試験結果
降伏強度(N/mm2)
347
360

250

342.5

0.182

60 60

500

55405520

24.2

1/3f’c 割線
弾性係数(kN/mm2)26.3

壁縦筋：D10@250ｼﾝｸﾞﾙ
壁横筋：D10@125ｼﾝｸﾞﾙ

350

強度時歪
(%)

NSW3, 430

表Ⅳ-4 コンクリート材料試験結果
圧縮強度(N/mm2)

NSW1, 2
壁縦横筋：D10@250ｼﾝｸﾞﾙ
開口補強筋：2-D13

D10@125 (SD295A)（pwh=0.48%）

24

0

軸力(kN)

上下スタブあばら筋：4-D10@140 〜 200：ひずみゲージ貼付位置

2-D13 (SD345)
D10@250 (SD295A)

D10@250 (SD295A)（pwh=0.24%）

NSW3, 4350

NSW2 NSW3
120
1050
2100

375

壁横筋

NSW1

2800
2100

試験体名
壁厚(mm)
壁長さ(mm)
壁高さ(mm)
せん断スパン
(mm)
開口補強筋
壁縦筋

200

Qsu=297.0kN
Qmu=166.4kN

100
0
-100

Qmu=-166.4kN-200
Qmu=-332.8kN
Qsu=-351.3kN

-300
-2

-1

0
1
-2
R (x10 rad)Qsu=-297.0kN

NSW3
2

3

-2

図Ⅳ-7 せん断力－部材角関係－ 46 －-1

0
1-2
R (x10 rad)NSW42

測定した。ひび割れ幅計測は各サイクルのピーク変形時及び除荷半分（525mm）の圧縮束が形成されると仮定して，その水平抵抗成時に行い，除荷時に目視で確認できたひび割れやコンクリート剥分（=(twrDf’crtan�)/2，tan�=0.9D/(2h)，ここで，twr：補強部壁厚，D：

落を OHP シートに転写して記録した。なお，これらの損傷量の補強部せい（本試験体では壁長さと同じ），f’cr：補強部圧縮強度，

測定は，試験体の正面と両側面（補強部含む）の 3 面で行った。

h：壁高さ）がせん断耐力に寄与するとした。
NSW2A 及び 2B では，端部で既存部と補強部の間に軽微なひび

c.2 実験結果概要
各試験体のせん断力－部材角関係を図Ⅳ-14 に，最大耐力 Qmax，

割れが確認されたが，終始良好な一体性を示した。R=1/67rad サイ

最大耐力時変形角 Rmax，限界変形 Ru（最大耐力の 80%まで低下しクルで最大耐力を示した後は，既存部端部で座屈した開口補強筋

た点とした）に示す。なお，曲げ及びせん断耐力計算値 cQmu 及びにコンクリート塊が押し出される現象が顕著となったが，補強部

cQsu は，構造関係技術基準解説書に基づき算定（cQsu は mean 式）が十分に抵抗したことで正負とも最大耐力の 80%まで低下せず，し，補強した 2 体の補強部については，(a)補強部とスタブを繋ぐ

安定した挙動を示した。
NSW5 は，R=1/50rad サイクルまでは非常に安定した挙動を示し

縦筋が無いため曲げ耐力に寄与しない，(b)簡易的に補強部せいの(a) MW1-S(b) MW2-S(c) MW2-D

図Ⅳ-8 試験体形状
0.020
±1/67

0.015

鉛直ジャッキ

負加力 正加力

部材角 (rad.)

0.010
0.005

±1/200±1/8000.000-0.005±1/400-0.010
水平ジャッキ

水平ジャッキ-0.015-0.020

図Ⅳ-9 加力装置と加力スケジュール－ 47 －±1/100

たものの，R=1/33rad サイクル正側 1 回目途中（R=2.75x10-2rad）で，載荷時及び負載荷時に発生したひび割れを，黒線は載荷装置の不壁頂部の圧壊及びせん断ひび割れ界面でのすべりが顕著となり，具合により発生したひび割れをそれぞれ示す。NSW2 では

急激な耐力低下を伴って軸力保持能力を喪失した。NSW6 は，最R=1/100rad サイクルで対角せん断ひび割れ面周辺のコンクリート

大耐力を示した R=+1/33rad 及び-1/50rad サイクル以降，端部の圧破壊が顕著となったのに対して，RC 増設壁及び UFC パネル補強

壊が顕著となったものの，正負とも最大耐力の 80%まで低下せずした NSW2A 及び NSW2B では，壁板端部に曲げ及び曲げせん断に安定した挙動を示した。

ひび割れが見られたのみで，壁板中央部のひび割れはほぼ皆無で各試験体の R=1/200rad 及び 1/100rad サイクル終了時における残留ひび割れの分布状況を図Ⅳ-15 に示す。図中，青線及び赤線で正あった。また，NSW6 では NSW5 と同様に対角せん断ひび割れの発生が確認されたが，本数は少なかった。

壁筋引張降伏（ヨコ筋）

壁筋引張降伏（タテ筋）

開口補強筋引張降伏（ヨコ筋）

開口補強筋引張降伏（タテ筋）

開口補強筋引張降伏（斜め筋）

圧壊確認

最大値

軸力ゼロによる再加力

250

MW1-S

200

MW2-S

MW2-D

150

荷重（kN）

100
50
0
-50
-100
-150
-200
-250
-2.0

-1.0
0.0
1.0
部材角（×10-2rad.）

2.0

-2.0

-1.0
0.0
1.0
部材角（×10-2rad.）

2.0

-2.0

-1.0
0.0
1.0
部材角（×10-2rad.）2.0

図Ⅳ-10 荷重変形関係

図Ⅳ-11 破壊性状
3.0

3.0
MW2-S

2.5
2.0
1.5
1.0

ピーク時
除荷時

0.5
0.0

MW2-D

2.5
2.0
1.5

ピーク時
除荷時

1.0
0.5
0.0

-0.02

-0.01

0
0.01
部材角R (rad.)0.02

最大ひび割れ幅（mm）

MW1-S

最大ひび割れ幅（mm）

最大ひび割れ幅（mm）

3.0

2.5
2.0
1.5
1.0

ピーク時
除荷時

0.5
0.0

-0.02

-0.01

0
0.01
部材角R (rad.)

図Ⅳ-12 最大ひび割れ－ 48 －

0.02

-0.02

-0.01

0
0.01
部材角R (rad.)0.02d）袖壁付き柱を対象とした部材実験 11)まで載荷し実験を終了した。

d.1 試験体・実験概要

水平力および軸力の計測はジャッキに取り付けたロードセルの本実験の試験体は，①a.3 で示された標準モデル内にある袖壁付値を用いた。変位計測は柱部材，壁部材のそれぞれの曲率，せん断

き柱を 2/3 倍に縮小した試験体 2 体である。試験体は既往実験の断変形，水平変位および軸変形を測定した。鉄筋のひずみの計測は柱面を踏襲し 1 階の中柱を模擬した部分架構試験体である。実験変主筋，せん断補強筋，壁縦筋，壁横筋，開口補強筋のひずみを測定

数は袖壁厚，壁筋の配筋量とし，本実験では開口部の斜め補強筋をした。
柱主筋は1 か所のひずみ測定箇所にゲージを2 枚貼り付け，配筋した。軸力は柱の断面積に対する軸力比 0.10 相当を作用させその平均値をひずみ値とし，その他のひずみ測定箇所はゲージを 1枚貼り付け，その値をひずみ値とした。CW-D はダブル配筋のたた。
載荷装置は鉛直ジャッキで軸力を一定（CW-S：492kN，CW-D：

め試験体の表面と裏面にひずみゲージを貼り付け CW-S はシング

474kN）に保持しながら，加力梁の両側に取り付けた 1000kN の水ル配筋のため試験体の幅方向に 1 か所にひずみゲージを貼り付け

平ジャッキ 2 台により水平力を与えた。加力点高さは 2800mm でた。ひび割れ幅は各サイクルピーク変形時および除荷時に測定しある。載荷は片持ち梁形式で上下スタブの相対水平変位を柱およた。また，ひび割れ図やコンクリートの剥落は除荷時のみに，目視

び壁の高さ（内法スパン）1700mm で除した代表変形角 R で制御で確認できる量を OHP シートで転写し記録した。

250 50

120
60 60

30

エポキシ樹脂（10mm 厚）554055

250

250
250

NSW2A（補強部）

NSW2

480
20
30

NSW5

250

250
1050

900

554055120 70NSW2B 断面

NSW2B

壁縦筋：D10@250 シングル
壁横筋：D10@60 シングル

120
60 60

28 150

222

250
1050

222

150 28NSW5 断面
壁縦筋：D10@200ﾀﾞﾌﾞﾙ
壁横筋：D10@100ﾀﾞﾌﾞﾙ

壁端部拘束筋：D10@100
開口補強筋：4-D13

30

50 150

150

200
900

150

150 50NSW6 断面
200

120

NSW6
図Ⅳ-13 試験体図（単位：mm）－ 49 －

250

30

250

壁縦横筋：
D10@250 シングル（既存部）

120 10 60

200
50 100 50

200

400

200

240
240

1050

60 6010 60

120 7060601060

250

480
400
1800

34@60

250

554055（補強部）

55405550100 100 100 100 100 100 100 100 100 100 100 100 100 100 100 100 10050

20

180 60

275

250

30

壁端部拘束筋：D6@60
開口補強筋：2-D13

240

250

250
1050

NSW2A 断面

NSW2A

240
660

250

60 180

2100

275

（既存部）
250

50

120 80

壁縦横筋：
D10@250 シングル（補強部）

開口補強筋：2-D13

250

250
250
250
120

55405530

55405530

NSW2, 2A, 2B（既存部）

50

250
50

90

342.5

335

250

250

275

1050

1050

250

250

250
250

250

250

250

375

275

500

275

500

375

250

20

2100

250

250

NSW2 断面UFC パネル（60mm 厚）

250

250
1050

開口補強筋：2-D13

275

壁縦横筋：
D10@250 シングル

開口補強筋：2-D13

250

250 50250

RC 増設壁（80mm 厚）

250

250

500

500

250

335

250 5090342.5 20した。水平加力は正負交番繰返し漸増載荷として，最後は+1/20rad：ひずみゲージ貼付位
置○，：M16 高力ボルトd.2 実験結果概要

試験体±1/200rad.サイクル±1/100rad.サイクル

荷重-代表変形角関係を図Ⅳ-16 に示す。図中に，●，▲，▼，◆点でそれぞれ，主筋，壁縦筋，壁横筋および開口縦補強筋の降伏点を，◆点で最大耐力点を示す。横軸の破線は技術基準解説書の袖NSW2壁付き柱の曲げ終局強度の略算式（Qmu）と柱の曲げ終局強度の略
算式（cQmu）による計算値を示す。最終破壊状況を図Ⅳ-17 に示す。

③損傷限界状態の評価のための実大5層袖壁付き架構実験a）はじめにNSW2A

建築研究所は国土技術政策総合研究所が実施する総合技術開発
プロジェクト「災害拠点建築物の機能継続技術の開発」と共同研究を行い，架構実験を計画した。
本研究で提案する新たな構造形式 12)とは剛節架構における柱を
袖壁付き柱とし，袖壁のない剛節架構よりも高い強度と剛性を各NSW2B層に付与し，地震応答変位を低減させるものである。応答変位の低減により，架構の残存耐震性能の低下を軽減するとともに，非構造部材や設備機器の損傷等に起因する継続使用性への影響を防ぐ。
なお，強度が高くなる分，想定する崩壊形を確保するための保証設
計がより重要となる。袖壁付き柱の活用には，梁の危険断面が袖壁NSW5端に移動するため，柱梁接合部にひび割れ等の損傷が生じにくくなり，その修復作業の軽減にもつながる。また，たとえ想定以上の外力によって大きな層間変形角が生じて，袖壁端部が圧壊しても，軸力を支持する柱は健全であるため，構造物としての崩壊に対す

NSW6

る余裕度は十分に保たれるという利点を有している。

400
300
200
100
0
-100
-200
-300
-400

c

Qmu
Qsu

c

P- effect

Qsu
Qmu

c
c

-2

-1

0

NSW2
1
2

Drift angle (x10-2rad)● 開口補強筋降伏点▲ 壁縦筋降伏点◆ 壁横筋降伏点■ 最大耐力点
× 端部拘束筋降伏点＋ 補強部縦筋降伏点（圧縮）Shear force (kN)Shear force (kN)

図Ⅳ-15 残留ひび割れ
400
300
200
100
0
-100
-200
-300
-400

400
300
200
100
0
-100
-200
-300
-400

c

Qmu

P- effect

Qmu

c

-3

-2

-1

0

1

2

3

NSW2A
4
5

Qmu

c

P- effect

-3

-2

-1

c

0

Qmu

1

2

3

Drift angle (x10-2rad)

NSW5
4
5

図Ⅳ-14 荷重－変形関係－ 50 －

400
300
200
100
0
-100
-200
-300
-400

500
400
300
200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500

c

Qmu

P- effect

Qmu

c

-3

-2

-1

0
c

1

2

3

NSW2B
4
5

Qmu

P- effect

-3

-2

-1

Qmu

c

0

1

2

3

Drift angle (x10-2rad)

NSW6
4
5

CW-S
せん断力Q (kN)

せん断力Q (kN)

500
400
300
200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500

-3

-2

-1 0
1
2
3
4
-2
代表変形角R (x10 rad)

5

500
400
300
200
100
0
-100
-200
-300
-400
-500

CW-D

▼ 最大耐力● 主筋降伏点▲ 袖壁縦筋降伏点◆ 袖壁横筋降伏点■ 開口補強縦筋降伏点
× 開口補強横筋降伏点

-3

-2

-1 0
1
2
3
4
-2
代表変形角R (x10 rad)5

図Ⅳ-16 荷重変形関係

図Ⅳ-17 最終破壊性状（左 CW-S，右 CW-D）
a.1 試験体概要13)め，通常よりも大きな間隔(袖壁端部では 45mm，方立て壁では

実大実験試験体の基準階平面図および断面図を図Ⅳ-18 に示す。
試験体は 2×1 スパン，実大 5 階建て鉄筋コンクリート造建築物で80mm)を設けている。
a.2 部材断面および配筋 13)あり，建築研究所 実大構造物実験棟において 2014 年に製作され試験体では Y0 構面，Y1 構面はいずれも外端構面となるため内た。桁行方向は袖壁付き架構，張間方向は純ラーメンである。階高部の架構に比べて支配床面積が小さくなる。そこで，本実験では多は 3.5m，建物高さは 18.7m である。スパン長さは桁行方向，張間スパン構造物の現実的な標準断面にあわせて，張間方向の支配床

方向ともに 6m である。上部構造の総重量は約 550 ton となる。基面積を 2 倍として想定される重量に対する断面設計を行った。

礎はスタブとし反力床に PC 鋼棒で固定されている。桁行方向の壁

柱梁については壁を無視したフレームにおいて①1 次設計用外には左右対称に 2 種類の窓型開口部(2.0 m×1.8 m，1.0 m×1.8 m)を有②終局時の標準層力(C0=0.20)に対して層間変形角 1/200(rad) 以下，

しており，開口周比は 0.51 である。これらの開口により分割され，せん断力係数が 0.30 を有するように断面および配筋を検討した。

袖壁，腰壁，垂壁として剛節架構に付帯している。構造スリットに

柱断面は 700×700 mm，梁断面は 500×700 mm，柱主筋は 16-D25，

ついては壁板をすべて柱梁架構から切り離す 3 方向スリットでは

はり主筋は 8-D25 (2～4F)，6-D25 (5, RF)である。柱帯筋についてはなく，開口端部に縦方向にスリットを設けることで袖壁付き柱と4-D13@100 (1, 2 F)，2-D13@100 (3～5 F)である。はり肋筋について

梁で構成される架構としている。また，開口部間には 3 方向スリ

は 2-D13@100 である。柱主筋については 1 階のみ SD345 を用いットを設けて方立て壁がせん断力を負担しないような計画としてて，2 階より上は SD390 としている。D13 以下の鉄筋についてはいる。スリット幅は載荷実験中の早期に閉塞することを避けるた

SD295A としている。

－ 51 －

張間方向
断面図

基準階 X0
平面図

6000

ることを目標として，加力計画を立案した。
X1

6000

X2

b.1 アクチュエータの配置

Y0

屋上階と4 階の床位置に加力用アクチュエータをそれぞれ4 台，
6000

合計 8 台配置し加力を行った。本来であれば各層にアクチュエー

桁行方向
断面図

タを取付け，設計で想定した外力分布と一致するよう加力すべきであるが，使用可能なアクチュエータ台数と容量の関係を考慮し

Y1

桁行方向 断面図
700700 2000

900 1000700700700 2000 900 1000700700

張間方向 断面図
6000て試験体の 2 点で載荷する計画(図Ⅳ-19)とした。

700
300

アクチュエータ仕様は定格容量±1MN，ストローク±500mm であ3500 1800

るため，最大 8MN までの加力が可能である。予備解析による試験

700
700
300

体最大強度より，試験体の強度上昇があっても最終破壊まで加力

3500 1800

可能と判断した。

700
700
300

b.2 加力制御方法

3500 1800

屋上階の床上に設置した 2 台のアクチュエータは，マスター機

700
700
300

として試験体変形をフィードバック信号とする変形制御，その下3500 1800に配置するアクチュエータ（スレーブ機）はマスター機のロードセ

700
700
300

ル出力に常に連動するような制御（荷重による連動制御）を行っ3500 1800

た。スレーブ機は，実験担当者が指定する設定条件に従って，ほぼ
リアルタイムでマスター機に追随する。

図Ⅳ-18 基準階平面図および断面図

アクチュエータ
容量± 1MN、ストローク±500mm

袖壁つき柱は片側および両側袖壁つき柱で同じ端部の配筋詳細ある。壁の張出し長さは袖壁端部および袖壁付き柱に降伏ヒンジを仮定した場合の剛節架構の終局時の標準層せん断力係数 C0 が反力壁としている。袖壁の張出し長さは 700mm とし，壁厚は 200mm でY0

0.45 以上となる設定している。
X0

壁端部補強筋は 6-D16 とし，閉鎖型鉄筋により拘束している。

X2

加力
スタブ

け拘束している。壁横筋(D10)は壁端部で 180°フックにより定着し，柱断面内では直線定着としている。壁横筋の間隔は縦筋の座屈を

Y1

X1

マスター機

壁縦筋は D10@200 ダブルとし，直交方向には幅止め筋(D10)を設

600 0

1500

スレーブ機

5F
110 0

抑制するため 1 階では 100mm ピッチ，その他の階では 200mm ピッチとしている。1 階袖壁付き柱については平面保持仮定に基づく

RF

4F

3 500

1500

35 00

14500

17 00 2 600 1 700

700
1200

筋共に D10@150 とし，張間方向には上端筋は D10 および D13 を2F

交互に 150 間隔で配筋し，下端筋は D10@150 としている。張間方向のスラブ協力幅 1m 内のスラブ筋は 7 列，全幅では 18.5 列分(上1F

下端筋とも)となる。
反力床b) 加力計画 14)
本試験体の設計で想定した外力分布は，逆三角形分布である。当
該試験体が地震を受ける場合の挙動をできるだけ精度良く再現す－ 52 －

3100

6000

6000

図Ⅳ-19 加力概要

350 0

1 87 00

3F

3 50 0

スレーブ機

3 500

スラブ厚は 200mm とし，スラブ筋は桁行方向には上端筋・下端

1 100

時にせん断破壊しないことを確認している。

反力壁

曲げ終局強度，分割累加式に基づくせん断終局強度を計算し，終局

c）計測計画 15)
c.1 ひずみ計測
計測は，試験体の西側構面で行った。ひずみゲージは，1 層部分を中心に，柱，梁，壁，床の降伏状況や各部材のひずみ分布状況がわかるように測定点を設定した。ひずみゲージの総数は，柱，梁，壁，床で計 652 点となった。
c.2 架構の変位計測
変位計測は，Y1 構面の外側で架構の全体挙動，層毎の挙動，各部材の挙動が計測できるように設定した。詳細な計測は，主に 1 階部分としている。変位計測の総数は，計 325 点となった。
架構の全体変形は，反力壁(X0 側)と不動点タワー(X2 側)に R，5，4 階はマグネスケールを使い，下階はワイヤー式変位計を用いて外部からの絶対変形として計測し，層の変形は両方の値の平均

写真Ⅳ-1 窓サッシ取付状況(X0-X1 間)d）実験結果d.1 荷重変形角関係と破壊経過 16)
1 階のせん断力 Q1(kN)－代表変形角 Rr(R 階の変形/R 階高さ)(rad)関係を図Ⅳ-20 に示す。水平変形は，Y1 構面の南北 2 カ所に取付けた変位計の平均値とし，スタブと反力床の滑り量を補正値としている。

した。なお，Rr=1/37rad のサイクルは外力分布を変更したため，履

c.3 窓サッシの計測
地震時における窓サッシの損傷を調べるために，1 階 Y1 構面

歴を破線で示すこととした。
6000の開口部を利用して，2 タイプの窓サッシを取り付けて損傷度合

せん断力
Q1 (kN)

4000

いの違いを検証した。窓サッシ（写真Ⅳ-1）は，大きな開口面に2000

は引違タイプ，小さい開口面には縦滑りタイプとした。
窓サッシは，X1-X2 間には標準的な四周をモルタル詰めとした-20仕様とし，X0-X1 間は変形追従性能のある耐震仕様とした。計測

0

-10

0

10

-2000

は，変位計による窓サッシ各部位の変形量の他に，ピーク荷重

20

30
代表変形角
Rr (×1/1000rad)-4000時，除荷時において，窓が開口可能かどうか，窓枠の損傷，ガラ-6000

ス・ガスケットの損傷，施錠について直接確認した。

図Ⅳ-20 荷重変形角関係(1 階せん断力-代表変形角)

c.4 ひび割れ観察方法
ひび割れの観察は，1 階 X1-X2 間と 2～5 階は，簡易ひび割れ
計測とし，X0-X1 間の 1 階立面，2 階床面については，詳細ひび
割れ計測とした。
簡易ひび割れ計測の記録は，各サイクルのピーク時に行い，ひヒンジの形成（図Ⅳ-21）は，代表変形角 Rr=1/200rad のサイクルで下層階中柱側の梁から形成されはじめ，1 階中柱の柱脚，そして Rr=1/67rad サイクルで 1 階外柱の柱脚および上層階の外柱側梁の順に形成された。

び割れ幅の計測は，負側のピーク時と荷重ゼロ時に，各部材毎に(a)Rr=+1/200rad(a)Rr=+1/100rad

ピーク時に最大ひび割れを対象とした。ひび割れの記録は，構面については，高解像度のデジタルカメラにより撮影した。床のひび割れは，撮影範囲が広いので測定用紙を用いて記録した。
詳細ひび割れ計測は，対象とした範囲を A4 サイズの大きさでメッシュ分割して，各サイクル 2 回目の負側ピーク時，荷重ゼロ時に，発生したひび割れを OHP シートに写し取り，スキャナーを用いてパソコンにデータを取り込んだ。さらに，ひび割れ 幅についても，メッシュ分割した範囲毎にピーク時，荷重ゼロ時で測定した。

図Ⅳ-21 ヒンジ形成状況－ 53 －(c)Rr=+1/67radd.2 ひび割れ状況 17)にせん断ひび割れ，4，5 階袖壁脚部で局部的な圧縮破壊が生じ

各加力サイクルに発生したひび割れを目視により観察し，部位た。1 階，4，5 階方立て壁に軽微な曲げひび割れが発生した。

ごとの最大ひび割れ幅と除荷時の残留ひび割れ幅を記録した。建・Rr=1/67 rad：梁下端スリット位置で一部コンクリートの圧縮破壊

物頂部全体の代表変形角における架構およびスラブのひび割れ発が生じた。1～3 階袖壁脚部で局部的な圧縮破壊が生じた。1～3

生状況を図Ⅳ-22 に示す。

階の方立て壁脚部が袖壁に接触し曲げ，曲げせん断ひび割れがd.2.1 架構のひび割れ発生経過発生した。

・Rr=1/1600 rad：目視観察ではほとんどひび割れの発生は見られな

・Rr=1/50 rad：梁下端スリット位置に被りコンクリートの剥落が生かった。

じた。1 階袖壁脚部の被りコンクリートにも剥落が生じた。4，・Rr=1/800 rad：各階梁の袖壁スリット位置および近傍に曲げひび

5 階の方立て壁脚部が袖壁に接触し曲げ，曲げせん断ひび割れが割れの発生が確認された。柱は 1 階引張側外柱の柱脚から 1/2 階
高さの範囲に曲げひび割れが発生し中柱および上階には見られ発生した。
d.2.2 スラブのひび割れ発生経過なかった。袖壁は外柱，中柱共に曲げひび割れが確認された。
Rr=1/400 rad：各階梁端部の曲げひび割れが進展。2 階の袖壁，柱3 階スラブのひび割れ発生状況を図Ⅳ-22 に示す。
・Rr=1/800 rad：袖壁スリット位置および袖壁範囲内から直交梁に

脚部に，3 階，4 階の袖壁柱頭部に曲げひび割れが発生した。袖壁柱頭部には，梁の曲げひび割れから進展したひび割れが見ら

向かって斜めにひび割れが発生した。
・Rr=1/400 rad：スリット位置からの斜めひび割れが直交梁に沿っれた。

て対面と繋がっている。スリット位置からスラブ全幅に渡り直線

・Rr=1/200 rad：梁端部の曲げひび割れは発生範囲がスリット位置

的なひび割れが発生している。

近傍に集中しひび割れ幅が拡大している。1 階の柱，袖壁は加力

・Rr=1/200 rad：梁外端側のひび割れは lx/4 の範囲でスラブ全幅にに対して部材片側の全面に広がっている。1 階，2 階の袖壁柱頭発生している。梁内端側は lx/4 を超えスラブ中央域に広がってい寄りで曲げせん断ひび割れが見られた。3～5 階柱，袖壁の柱頭る。

側に曲げひび割れが増大，進展した。2～4 階の腰壁，垂壁に梁・Rr=1/100 rad：梁外端側，内端側いずれも発生範囲が広がりひび割の曲げひび割れから進展したひび割れが発生した。

れ発生本数も増大している。

・Rr=1/100 rad：梁は主にひび割れ幅の増大，柱および袖壁はひび

・Rr=1/50 rad： 1/100rad 時がひび割れ発生のピークと見られ，1/67

割れ発生箇所，ひび割れ幅の増大として進展した。2，3 階袖壁～1/50rad でのひび割れの進展は僅かであった。

－：正加力時(左→右)，－：負加力時(右→左)1/400 rad1/100 rad1/200 rad図Ⅳ-22 架構およびスラブひび割れ発生状況－ 54 －

d.2.3 柱梁接合部のひび割れ発生経過表Ⅳ-5 各変形角における窓サッシの損傷と使用性

柱梁接合部のひび割れはほとんど確認されなかった。

X0-X1間（耐震対策済）

d.3 損傷状況
各サイクル負加力時のピーク時最大ひび割れ幅および計測した
ひび割れの同位置での除荷時残留ひび割れ幅について部位毎の変化を図Ⅳ-23～25 に示す。梁のひび割れ幅は標記階の上階床梁下端に発生したひび割れを示す。ただし，1/400rad スラブ中央は記録しX1-X2間（対策無：四周ﾓﾙﾀﾙ）

1F層間変形角
引違い窓 縦すべり出し窓 引違い窓 縦すべり出し窓（）は代表変形角 損傷 開閉 施錠 損傷 開閉 施錠 損傷 開閉 施錠 損傷 開閉 施錠
1/536(1/400) ◇ ○ ○ ◇ ○ ○ ◇ ○ ○ △ ○ ○1/248(1/200) △ ○ ○ ◇ ○ ○ ◇ ○ ○ △ △ △1/121(1/100) △ ○ ○ × △ × × ○ × × × ×
1/73(1/67)
× ○ × × × × × △ × × × ×
1/48(1/50)
× × × × × × × × × × × ×◇軽微、△損傷有、支障有、×損傷大、不可（開閉、施錠が不可の場合は損傷も×とした。)ていない。
架構の最大耐力が梁端の曲げ降伏からなることから架構の変形に伴い梁のひび割れ幅が増大し，梁主筋の降伏以降で残留ひび割

中柱袖壁

はり外端，スラブ外端梁側

外柱袖壁

6
梁 階

梁

階
6

梁

5

R

5

R

5

R

柱，袖壁の残留ひび割れは，ひび割れが顕著に発生した 1 階が大きく柱 1/200 時で 0.3mm，袖壁 1/400 時で 0.5mm のひび割れが確認された。梁のひび割れが顕著となった 2 階，3 階では 2 階外柱

4

4

4

3

3

3

2

2

2

1

1

1

0

0

(mm)
0.0 0.3 0.6 0.9 1.2

0.0

2.0

4.0

(b) 1/200rad(a) 1/400rad

袖壁が 1/100 時で 0.4mm となった他は，いずれも 0.15mm 以下で

(mm)
6.0

0
0.0

(mm)
9.0

(c) 1/100rad

梁

階
6

梁

階
6

梁

5

R

5

R

5

R

袖壁より大きくなっている。
18)

4

4

4

3

3

3

2

2

2

1

1

1

0

1 階に設置した引違い窓と縦すべり出し窓を用いて，層間変形(mm)
0.0 0.3 0.6 0.9 1.2(a) 1/400radに伴う窓の使用性を比較した。X1-X2 間の窓はサッシの四方をモ

0
0.0

1.0

2.0

(mm)
3.0

0
0.0

(b) 1/200rad

2.0

4.0

(mm)
6.0

2.0

4.0

(mm)
6.0

(c) 1/100rad

図Ⅳ-24 除荷時残留ひび割れ幅

ルタル固定した耐震対策無のタイプであり，X0-X1 間はサッシの

階
6

階
6

階
6

固定方法に耐震対策を施したものである。表Ⅳ-5 に各変形角にお

5

5

5

4

4

4

3

3

3

窓よりも小さい変形角で窓の使用性に支障をきたす傾向があり，

2

2

2

層間変形角 1/248rad の時点で対策無の場合，縦すべり出し窓は開1

1

ける損傷の状況と使用性の一覧を示す。縦すべり出し窓は引違い(mm)
0.0 0.3 0.6 0.9 1.2(a) 1/400rad

閉，施錠いずれも支障をきたした。耐震対策を施したサッシは縦(mm)
0.0 0.3 0.6 0.9 1.2(b) 1/200rad1
0.0(c) 1/100rad

図Ⅳ-25 スラブ残留ひび割れ幅

すべり出し窓では層間変形角 1/248rad，引違い窓では 1/100rad まe）建築物全体の地震後継続使用性の評価

6.0

階
6

ット位置から発生したひび割れの中央付近の残留ひび割れ幅は柱，で使用上の問題は生じなかった。

3.0

図Ⅳ-23 ピーク荷重時最大ひび割れ幅に連続し梁下端のひび割れ幅に準じた値を示している。袖壁スリ

d.4 窓の開閉状況

はり内端，スラブ内端梁側

外柱，スラブ外端中央

階
6

れ幅も 1.0mm を超えている。

あった。スラブの残留ひび割れ幅は，梁側が梁部材上端のひび割れ

中柱，スラブ内端中央

れ幅に基づく梁の損傷度が，梁に接続する柱の損傷度に比べて大19)

きい場合には，梁の損傷度を柱の損傷度として読み替えた 20)。

e.1 被災度区分判定方法と結果

各載荷サイクルにおける袖壁付柱及び梁の損傷度については，各部材の損傷度及び建築物全体の被災度は，文献 20)（
「被災度
区分判定基準」とする）に基づき判定した。損傷度については，損傷計測を実施した桁行方向の Y1 構面の袖壁付き柱及び梁を対象として最大残留ひび割れ幅及び圧壊状況から判定を行い，袖壁付き柱の損傷度は袖壁部分と柱部分の損傷度の大きい方とした。その際，文献 2)の略算法に基づきいずれも「柱型付壁」として同じ強梁の損傷度が柱の損傷度を大きく上回る箇所が多かった。これは梁端に完全スリットを設けたことで限られた本数のひび割れが大きく開いたことによる。なお，代表変形角 R=1/400rad サイクルまでは柱と梁の損傷度は 0 か I で大差は無かったが，R=1/200rad サイ
クル以降は 1 階柱を除いて梁の損傷度が柱に先行して大きくなる傾向が見られた。

度比と仮定して，曲げ柱の耐震性能低減係数 η を用いて耐震性能
残存率を算定した。ただし，スラブより下側で確認した残留ひび割

各階の耐震性能残存率の推移を図Ⅳ-26 に，各階の被災度を表Ⅳ-6 にそれぞれ示す。R=1/67rad サイクルにおける 1 階の耐震性能残－ 55 －

表Ⅳ-6 各階の被災度の推移

耐震性能残存率

1

軽微

0.8

小破

代表変形角

中破

1/1600rad

大破

1/800rad

0.6
0.4
0.2
0

1/400rad5th Floor
4th Floor
3rd Floor
2nd Floor
1st Floor

5階

4階

軽微

軽微

1/200rad1/100rad1/1600 1/800 1/400 1/200 1/100 1/67

代表変形角 (rad)

(参考)

1/50

1/67rad*1/50rad

図Ⅳ-26 各階の耐震性能残存率の推移

3階

2階

1階

軽微

軽微

小破

小破

中破

中破

中破

大破

大破

大破

軽微

中破
大破

大破

* 参考値

存率や被災度については，他サイクルとはひび割れ幅の測定者がが最も早く損傷が進展し，次いで両側袖壁のそれが進展する。また異なることや，データが欠損した X0 通りの片側袖壁付柱の損傷度

構造部材と非構造部材の許容損傷状態は大きく違いがない。このを前後関係や梁の損傷度を勘案して IV と仮定しており，参考値と結果を参考に，表Ⅳ-9 に建築物の代表変形角と該当する目標ラン

して示している。図及び表に示す通り，R=1/800rad サイクルまではクを示す。このように，部材の許容損傷状態と建築物の地震後継続

全階で「軽微」であったが，代表変形角が大きくなるに従い，下層

使用性を関連づけることが本評価手法確立の上で重要である。

階から順を追って被災度が大きくなり，R=1/400rad サイクルでは

表Ⅳ-7 RC 部材の許容損傷状態「小破」，R=1/200rad サイクルでは「中破」，R=1/100rad サイクル以降では「大破」と判定され，R=1/67rad サイクル以降は全階が「大構造上の分類

大地震後，当該部分の比較的小さな損
例えば，残留ひび割れ幅
傷に対して，応急措置又は軽微な修復のが1.0mm未満（損傷度Ⅱ程度）
実施を許容する。

例えば，ひび割れ幅
2.0mm未満，剥落率1.0%未満

Ⅲ

大地震後，当該部分の損傷に対して，応
例えば，残留ひび割れ幅
急措置又は修復の実施を許容する。
が2.0mm未満（損傷度Ⅲ程度）

例えば，剥落率5.0%未満，
脆性破壊（曲げ圧縮，せん断破壊）しない

表Ⅳ-8 実大 5 層架構の各部材の損傷分布

分判定基準に基づいて導出された被災度が過大に安全側の評価と各部材の損傷状態の分類

代表
変形角の損傷度の判定基準を梁にも準用してもよいとされてはいるものの，本実験のように特定のひび割れ幅が大きくなり，コンクリート
破壊に比べて最大残留ひび割れ幅で損傷度が決定される傾向にあ

例えば，ひび割れ幅
0.3mm未満，剥落率0.0%未満

Ⅱ

は，1 階層せん断力は上昇傾向にあったことから，現行の被災度区なっていることが分かる。この結果は，現行の基準では柱や耐力壁

例えば，残留ひび割れ幅
が0.2mm未満

大地震後，当該部分に被害（直ちに応急措置等を要しない軽微な損傷を除く）を許容しない。

上層階でも大きな被災度となった。
なお，中破，大破と判定された R=1/200rad，1/100rad サイクルで

非構造部材（RC壁）Ｉ破」となった。本試験体は 1 階柱脚と梁端にヒンジが形成される
全体崩壊形であり，試験体全体にわたる梁ヒンジの形成によって構造部材

両側袖壁付き柱

片側袖壁付き柱

腰壁，垂れ壁付き梁

柱

柱梁

腰壁，垂れ壁Ⅰ

Ⅰ

1/1600
1/800

Ⅰ

袖壁

Ⅰ

Ⅰ

1/200

Ⅱ

ことを示している。

1/100

Ⅲ

e.2 壁部材の許容損傷レベルと建築物の地震後継続使用性評価

1/50

なし

造部材の継続使用性ランクに対応した許容損傷状態の一例を表Ⅳ-7 に示す。表より，構造部材の許容損傷状態より，非構造部材の許容損傷状態の程度が大きい。このことは，非構造部材の損傷は直ちに構造体の構造安全性能に影響を及ぼさないこと，修復時に鉛直荷重を支え替える必要がないことが要因である。
表Ⅳ-7 を用いて前述した 5 層実大架構の部材に適用した結果が
表Ⅳ-8 である。ここで柱，梁，床スラブは構造部材，それ以外の壁部材は非構造部材とみなして評価している。本表より，床スラブ－ 56 －

床スラブ

Ⅰ
Ⅰ

1/400

る場合に，継続使用性を判断する上では慎重な検討が必要である

ここまでに示した部材実験などを元に，RC 造構部材および非構

袖壁

Ⅱ
Ⅲ

Ⅱ
なし

Ⅱ
Ⅱ

Ⅱ

Ⅲ

Ⅱ
Ⅲ

表Ⅳ-9 実大 5 層架構の地震後継続使用性の目標ランクⅢ2）RC 造体育館定着部に関する検討2011 年 3 月 11 日に発生した東北地方太平洋沖地震では，RC架構の上に鉄骨造の置き屋根を載せた体育館などで，写真Ⅳ-2 に示すように鉄骨造屋根と RC 架構を繋ぐ接合部分(以下，定着部)
において，コンクリートの側方破壊やアンカーボルトの破断といった大きな被害が発生した。このような定着部の損傷は，1981 年以降の現行基準の体育館で比較的多く発生しており，避難施設となる体育館の地震後の継続使用性を確保するためには，地震時に
写真Ⅳ-2 体育館定着部の地震被害

定着部がどの程度損傷し，どのような破壊性状を生じるのかを把握することが重要と考えられる。鉄骨造置き屋根定着部は，露出型柱脚と同様の接合部であるが，地震時における応力状態，変形状態は必ずしも対応する訳では無く，このような定着部を対象とした履歴挙動や破壊メカニズムに関する研究などは少なく，十分な検討はなされていない。
そこで，本研究では，定着部の耐震性能に関する静的載荷実験を行って，コンクリートの側方破壊耐力等の検討を行うとともに，定着部の履歴性状や補強方法の検討を行った。また，観測さ図Ⅳ-27 試験体のイメージ

れた地震動を用いた振動台実験を行って，定着部のコンクリート
側方破壊の再現や補強方法の検証を行った。本稿では，それらの概要について述べる。
①定着部の耐震性能に関する静的載荷実験
本研究における定着部の静的載荷実験の試験体は，図Ⅳ-27 に示すような形状であり，このような定着部試験体を実験対象とし，写真Ⅳ-3 に示す載荷装置を使って，定着部試験体に軸力，せん断力，回転を作用させた静的載荷実験を行う。本研究では，実験の目的に応じて，A から H までの 8 つのシリーズの実験を行っており，被害原因把握のための各種パラメーター（はしあき距離，補強筋深さ，ベースモルタル厚さ，等）の影響に関する実験（A〜D シリーズ），コンクリートやベースモルタル部分の補強に

写真Ⅳ-3 載荷装置セットアップ

関する実験（E，F シリーズ），損傷軽減のための対策に関する実験（G，H シリーズ），等を行っている。これらのうち，本稿では，被害原因把握のための基本実験である A シリーズの実験と既A シリーズの実験から得られた実験結果の一例を図Ⅳ-28 に示存の体育館の補強方法等を検討した E，F シリーズの実験についす。実験より，実際の地震被害で見られたコンクリートの側方破て，その概要を示す。

壊は，日本建築学会各種合成構造設計指針・同解説 2)の評価式に

A シリーズの実験 1)では，地震による被害原因や定着部の破壊より算定したはしあき側 2 本のアンカーボルトに対するコーン破性状を明らかにすることを目的として，表Ⅳ-10 に示すように，壊耐力を，破壊時までアンカーボルトは 4 本均等に応力を分担す

はしあき距離，補強筋の深さ，ベースモルタルの厚さ，等をパラるものとして，はしあき側 2 本のアンカーボルトに対する耐力のメーターとした実験を行っている。

2 倍の値によって評価することで，ベースモルタル厚さが 50mmの場合のコンクリート側方破壊耐力が，概ね評価できた。また，
補強筋深さやベースモルタル厚さの影響等も明らかになった。

－ 57 －

表Ⅳ-10 A シリーズの試験体一覧

表Ⅳ-11 E シリーズの試験体一覧

図Ⅳ-28 実験結果の一例（A-125-100-50）

表Ⅳ-11 は，E シリーズの実験 3)として実施した試験体一覧を示している。E シリーズの実験は，既存の体育館の定着部でコンクリートの側方破壊が生じる可能性がある場合の補強方法について検討したものである。ここでは，コンクリートの側方破壊を防ぐことを目的として，鋼板で囲って補強しており，鋼板で囲む面（3 面，1 面）やあと施工アンカーの止め方などが実験パラメー
E-1

ターとなっている。

E-3

E-2

図Ⅳ-29 には，この実験から得られた E-01 (補強無し)，3 面の補強の場合（E-02，E-03）及び 1 面補強の場合（E-04，E-05），それぞれのせん断力-変形関係を示す。1 面だけを補強した E-04，E05 に比べて，3 面を補強した E-02，E-03 では，最大耐力と変形

E-4

性能が大きく向上しているのがわかる。また，E-04 と E-05 の実

E-5

験結果からは，あと施工アンカーによって正面からの鋼板のみで抑えた補強方法では，アンカー埋め込み深さを十分に確保することで，耐力を維持できることがわかった。
F シリーズの実験 4),5）は，新築建物において，定着部における

図Ⅳ-29 E シリーズの実験結果

コンクリート塊の落下防止に対して有効と考えられる配筋方法て 2 段に設置した。F-03 では，捨て型枠を兼用する鋼管によってと，ベースモルタル部の拘束方法に関して検討した。表Ⅳ-12

ベースモルタルを拘束する。試験体に使用した鋼管は角形鋼管

は，F シリーズの実験の各試験体のベースモルタルの拘束方法を（BCR295）であり，250mm 角のベースプレートに干渉しないよ示している。F-01 はベースモルタルを拘束しない試験体である。

う 350mm 角のものを用いた。これはベースプレートと鋼管の隙

F-02 では，ベースモルタルの内部にワイヤーメッシュ（φ1.0・間からベースモルタルを打設する施工性を確保し，鋼管がベース10mm 間隔）を配し，ひび割れを拘束する。ワイヤーメッシュにモルタルの拘束にのみ効果を発揮させるためである。また，大変はアンカーボルトを通すための穴をあけ，コの字型に曲げ形時にも十分な拘束効果が得られるよう，鋼管の板厚は 16mm と－ 58 －

した。F-04 では，ベースモルタルとして鋼繊維を配合したモルタ②定着部の破壊性状に関する振動台実験
実際の地震被害で観察されたような定着部でのコンクリートのル（以下，超高強度繊維補強モルタル）を打設した。
図Ⅳ-30 に，F シリーズの実験の各試験体のせん断力-水平変形

側方破壊の再現と静的載荷実験で検討した補強方法の検証を目的

関係を示す。ベースモルタルを拘束しない試験体に比べて，拘束すとして，観測された地震動を用いて，定着部を模擬した試験体をる場合の効果は大きく，特に，鋼管による拘束や超高強度繊維補強組み込んだ一層フレームの振動台実験を行った。

モルタルの場合は，最大耐力や変形性能がかなり大きくなること

写真Ⅳ-4 に，この振動台実験の定着部を模擬した試験体を組みがわかる。また，ベースモルタルを鋼管で拘束，またはベースモル

込んだ一層フレームと加振装置の全景を示す。定着部試験体は，タルとして超高強度繊維補強モルタルを打設することで，ベース

図Ⅳ-27 に示した静的載荷実験で使用したものと同様の形状であ

モルタルは最大耐力を発現するまで概ね原型を留めていた。ベーり，それを写真Ⅳ-4 で示すフレーム部分に組み込んでせん断力をスモルタルが破壊すると復元力特性においてスリップ型の挙動が作用させている。試験体は No1〜No5 の合計 5 体であり，はしあ

顕著になったが，拘束によってベースモルタルの破壊を防止する

き距離が十分でアンカーボルトが破断する試験体（No1，2），はことでスリップの程度が低くなった。

しあき距離が十分でなくコンクリートが側方破壊する試験体

表Ⅳ-12 F シリーズの試験体一覧（No3）及びそれを鋼板で補強した試験体（No4，5）である。
図Ⅳ-31 に，コンクリートが側方破壊する No3 試験体の荷重-変形関係とコンクリートの破壊面の状況の写真を示す。コンクリー
トが側方破壊した耐力は，文献 2）による計算値と概ね一致し，地震被害で観察されたアンカーボルトの破断やコンクリートの側
方破壊・崩落といった現象を振動台実験で再現できた。また，コンクリートを鋼板で補強した試験体は，側方破壊耐力の計算値に達した後も，コンクリートにひび割れがほとんど生じることはな
く，鋼板による補強が，コンクリート崩落の防止に有効であることが確認できた。

F-1

F-2

写真Ⅳ-4 振動台実験の加振装置全景

F-3

F-4

図Ⅳ-30 F シリーズの実験結果

図Ⅳ-31 実験結果の例（No3 側方破壊試験体）－ 59 －

3）コンクリート杭基礎に関する検討

軸力(350kN)

大地震時における建築物の耐震性能は，現行の耐震基準において確保されているが，地震後の継続使用を確保する対策について

負載荷

正載荷
1160

850

は確立されていない。特に，防災拠点施設(庁舎や避難施設)にお

1050

め，
「建築物の地震後の継続使用性」を要求性能とした性能指向

880

いては地震直後から建築建物の継続使用が求められる。そのた300

型耐震設計の実施に資する手法の構築 1)を目指している。 関連し

750

1625

1500

2)が行われているが，上部構造と下部構造の架構としての損傷性

2240て，杭体・基礎構造材の基本性能を把握するための静的載荷実験

状把握のための検討は行われていない。
そこで本研究では，下部構造の損傷が上部構造に与える影響(上部構造物の傾斜・損傷)の確認を目的として載荷実験を行う。

2000

杭種を実験変数(PHC,RC,SC 杭)とし，各部材 (柱・基礎梁・パ

図Ⅳ-32 試験体 PHC,RC 寸法

イルキャップ・杭)の破壊性状より建物における継続使用性に与え軸力(柱軸力比0.25)

る影響を検討する。また，パイルキャップ(杭頭接合部) の内部に
正載荷

負載荷

筋・帯筋)と松本 3)によるかご筋型(縦筋・帯筋)によるパイルキャ

1660

1350

配筋された補強筋を標準的に配筋されている標準型(袴筋・ベース

基礎梁

ップ内部の鉄筋量の変化による破壊性状の確認も目的とした。
1050

①実験概要

880

柱

試験体概要を図Ⅳ-32，33，試験体諸元を表Ⅳ-13 に示す。試験
1000

750

体は約 1/2.5 スケールのト型部分架構とし，地上 8 階建て集合住

1625

1740

300

a）試験体概要

パイルキャップ

宅の側柱下部を参考に各部材断面を決定した。

杭(SC)
2000

図Ⅳ-33 試験体 SC 寸法(図中の配筋は試験体 SC-02)

表Ⅳ-13 試験体諸元

試験体
軸力
柱

基礎梁

せい×幅
主筋
補強筋
幅×せい
主筋
せん断補強筋
杭種

杭

アンカー筋
らせん筋
せい×幅×高さ

パイルキャップ

補強筋

PHC
350kN

RC
350kN

SC-01
1059kN

SC-02
1109kN

柱(杭)軸力比0.08(0.05)

柱(杭)軸力比0.08(0.11)

柱(杭)軸力比0.25(0.11)

柱(杭)軸力比0.25(0.11)

360mm×360mm

380mm×380mm
8-D16(SD490)
U9.0 ウルボン@50(接合部内D10(SD295))
200mm×880mm
上端下端共3-D22(PBSD930/1080)
U9.0 ウルボン@50
PHC105パイルC種 主筋10-D22(SD390)
SC105パイル 鋼管厚7mm
φ300
φ300
φ318.5
6-D25(KSW490)
10-D22(SD390)
8-D25(SD390)
2-D22(KSW490)
490N級 @50
U9.0 ウルボン@50
750×750×1050mm
袴筋:8-D6(SD295A)
縦筋:4-D16(SD295A)
ベース筋:8-D10(SD295A)
4-D13(SD295A)
帯筋:8-D6(SD295A)
帯筋:8-D10(SD295A)－ 60 －

本研究では，杭種及びパイルキャップ内の配筋を実験変数とした。試験体 PHC は，杭に PHC 杭(高強度プレストレストコンクリ②実験結果
a) 層せん断力―層間変形角関係ート杭)を用い，パイルキャップ内の配筋は標準型の試験体とし

図Ⅳ-35，36 に層せん断力―層間変形角関係を示す。図中には，た。試験体 RC は，RC 杭(場所打ち杭)を用い，パイルキャップ内

平面保持を仮定した断面解析による柱曲げ終局時，杭曲げ終局時の配筋は標準型の試験体とした。試験体 SC-01,02 は SC 杭(外殻鋼の層せん断力を合わせて示す。

管付きコンクリート杭)を用い，SC-01 はパイルキャップ内の配筋

a.1 試験体 PHC,RCを標準型，SC-02 は松本

3)が提案したかご筋型(縦筋と帯筋で配筋

最大耐力は，負載荷において同程度の耐力となったが正載荷では試験体 RC の耐力が試験体 PHC に比べ 24%増加する結果となっされた方法)を参考として配筋した。
試験体 PHC,RC は杭頭部の曲げ破壊となるよう設計を行った。

た。R=3%時において，試験体 RC では杭頭破壊後も正載荷・負載

試験体 SC-01 はパイルキャップのせん断破壊，試験体 SC-02 はパ

荷共に耐力低下は小さい。試験体 PHC では，R=3%正載荷時におイルキャップ内の配筋を標準型からかご筋型とすることにより，いてPHC杭内のPC鋼棒の破断によって急激な耐力低下が生じた。

鉛直方向及び横補強筋の鉄筋断面を増大させることにより，破壊両試験体共に断面解析により算出した杭の終局耐力とほぼ一致し箇所が柱脚部での曲げ破壊と想定した。本研究では試験体 PHC，ているが，試験体PHC の負載荷において差が生じた。
理由として，

RC と試験体 SC-01,02 では杭・柱のシアスパン比を変化させ，想正載荷時と負載荷時では基礎梁より入力されるせん断力により杭定位置での破壊を優先して設計を行った。

に生じる軸力が負載荷時に増加することによりPHC 杭の耐力が増

杭の中詰めコンクリートに関して，試験体 PHC，SC-01，02 の加し最大耐力が増加したと考えられる。鉄筋のひずみに関して試

杭内を杭端部より約 1D の範囲においてブラシによる清掃を行験体 PHC では，柱・アンカー筋・パイルキャップ・基礎梁の鉄筋

い，全長にわたって上部構造と同じコンクリートにて中詰めを行には降伏は生じず，試験体 RC では，R=±1%時に杭主筋が降伏しった。また試験体 PHC では，通常の PHC 杭にせん断補強筋を追R=+2%,-3%時にアンカー筋の降伏が確認された。

加することにより杭の靱性を高めた。杭の埋め込み深さは，縮小

a.2 試験体 SC-01,SC-02

試験体であることから全試験体 50mm とした。杭頭部が破壊する

パイルキャップ内の配筋を変数とした，試験体 SC-01,02 では最試験体 PHC，RC は一定の軸力 350kN とし，試験体 SC-01，02 に

大耐力は同等の値となった。両試験体共に R=±2%時に最大耐力とおいては柱の軸力比 0.25 にて載荷を行った。

なり，断面解析により算出した柱の終局曲げ耐力の値は最大耐力b）加力方法とほぼ一致した。鉄筋のひずみは，試験体 SC-01 において R=±2%

図Ⅳ-34 に加力装置図を示す。支持方法は，基礎梁端をピンロー

サイクル時に柱主筋・アンカー筋・袴筋・ベース筋・帯筋が降伏しラー支持，柱頭及び杭脚をピン支持とし，上柱加力点には，水平方た。試験体 SC-02 では，R=±2%時に柱主筋が降伏，R=+3%時にパ向・鉛直方向の計 2 基ジャッキを取り付けた。軸力及び水平力はイルキャップ内の帯筋が降伏した。試験体 SC-01 では，パイルキ

柱頭から導入し，柱頭位置の変位における層間変形角にて制御を

ャップ内の補強筋(袴筋・ベース筋・帯筋)及びアンカー筋が降伏し行い，正負交番繰り返し載荷とした。

たが，試験体 SC-02 では，縦筋・アンカー筋の降伏が確認されず
補強筋も R=+3%時に降伏したことから，試験体 SC-02 は試験体
SC-01 に比べ柱の終局曲げ耐力後においても安定した履歴ループ

500tサーボジャッキとなったと考えられる。

100tサーボジャッキb）破壊性状b.1 試験体 PHC,RC

軸力

1660

写真Ⅳ-5 に最終時における試験体 PHC,RC の杭頭部写真を示す。試験体 PHC では，R=3%時において PHC 杭の補強バンド(継

1740

3900

3400

水平力

4000

2000

手部の補強のために用いられている)の境界部において目開き及びPC 鋼棒の破断が確認された。柱・基礎梁・パイルキャップのひび割れは試験体 RC と比べ少なくまた，ひび割れ幅は小さい結果

図Ⅳ-34 加力装置図(試験体 SC-01,02)－ 61 －

となった。試験体 RC は，R=2%時に杭頭部の圧壊が発生した。

b.2 試験体 SC-01,SC-02
写真Ⅳ-6 に試験体 SC-01,02 の柱脚部写真を図Ⅳ-37 に最終時

R=3%時においては，杭の変形の増大に伴い圧壊が進行した。
cy
hy
ppy

基礎梁曲げひび割れ発生
柱主筋降伏
袴筋降伏
帯筋降伏

ay
bsy

最大耐力
アンカー筋降伏
ベース筋降伏におけるパイルキャップ部のひび割れ図を示す。試験体 SC-01
は，柱主筋が降伏した R=2%時において柱脚部に圧壊が生じた。
R=3%時において，パイルキャップ内に配筋された袴筋・ベース筋・帯筋が降伏し，パイルキャップ部のせん断ひび割れ幅が増加した。試験体 SC-01 柱脚部圧壊後パイルキャップせん断破壊と判断した。試験体 SC-02 では，R=2%時に柱脚部に圧壊が発生し，R=3%時においてはパイルキャップのひび割れ幅は増加せず柱の圧壊が進行する結果となった。以上のことから，柱脚部の圧壊とQmax=95.5kN

Qmax=118.5kN

Qmin=-128.6kN

Q min=-125.9kN判断した。

図Ⅳ-35 試験体 PHC,RC 層せん断力―層間変形角関係

Qmax=213.7kN

Qmax=226.8kN

Q min=-194.0kN

Qmin=-191.5kN

図Ⅳ-36 試験体 SC-01,02 層せん断力―層間変形角関係

補強バンドの境界部

写真Ⅳ-5 試験体 PHC,RC 杭頭部写真

図Ⅳ-37 試験体 SC-01,02 パイルキャップ部
写真Ⅳ-6 試験体 SC-01,02 柱脚部写真

最終時ひび割れ図－ 62 －

Ⅴ 地震後の継続使用性確保に資する防災拠点施設等の設計例の

非耐力壁

作成 1-7)
屋根支承部

各用途（庁舎（RC 造），体育館（RC 造），共同住宅（RC
造），学校（RC 造））における地震後の継続使用性を確保に資す
る主たる部位の被害を避けるための耐震性評価手法に関する技術資料（設計例を含む）を取り纏める。具体的には，大地震を想定

基礎構造

した建築物の継続使用性確保に必要な各部材の応答値を算定し，それに基づく各部材の損傷状態を評価することで建築物の【その他の部位】
建築設備，扉・窓，
EXP.J. など

地震後の継続使用性を確保する方法や現行設計手法を準用する方法などを取りまとめ，「防災拠点施設等の地震後の継続使用性に資する耐震性能評価（新築編・既存編）のための事例集

図 V-1 本検討で設計対象となる建物部位（案）」を作成予定である。本検討は前述した 2 つのテーマから得られる知見を取り纏め，具体の設計例等として示すことにより，「地震後の継続使用性」に関する要求性能が示された場
合に，それらを満足する設計に役立つ技術資料の提供を目的と面等を設計する。さらに，設計モデルに対する地震応答解析により検証部位の損傷状態を確認することにより，新築建築物が継続使用性を確保していることを検証する。
図 V-2 に評価用地震外力と検証用解析モデルの概要を示す。評している。
各用途の建築物を対象に，大地震後の継続使用性を確保した新築の試設計および耐震性能評価の手順 1,2)を示す。まず地震後の継続使用性を確保した建築物の試設計・耐震性能評価を行うに当たり，継続使用性確保のための要求耐震性能（以下，要求性能）を性能目標ランクとして定義し，それに対応する部位ごとの状態を

価用地震外力は限界耐力計算法で用いられる極めて稀に発生する地震動とし，工学的基盤の加速度応答スペクトルとして与える。大地震後の継続使用性は，表層地盤の地震動増幅特性を考慮して算出した地表面もしくは基礎底の地震動を用いて基礎固定条件で実施した地震応答解析により検証する。地盤－構造物間の相互作用

系統的に整理する。表Ⅲ-3 に庁舎と体育館を例に，活動上重要な効果が無視できない場合には，直接基礎の場合は SR モデル（図 V-

エリアと主な検証部位(例)との対応を示す。また地震後の継続使

2 (a)），杭基礎の場合は地盤変位を考慮できる Penzien モデル（図V-2 (b)）などの相互作用モデルを用いる。本検討では時間領域の用性確保のための性能目標ランクはマトリクス表形式で整理する。設定方針を以下にまとめる。性能目標ランクとして上位から
S,A,B の 3 段階を提示し，この中から継続使用性確保のための性
能目標を選択する。同表に示すように，性能目標ランクは対象施設の活動上重要なエリアとそれ以外のエリアにおける使用制限の

地震応答解析を実施するために地震動の時刻歴波形を用意する必要があるため，次に示す方法のいずれかを用いて表層地盤の地震動増幅を評価して，地震動の時刻歴波形を作成する。いずれの方法を用いるかは設計者判断とする。

有無に応じた継続使用の状況で分類する。
地震後の継続使用性確保のための耐震設計・性能評価手順として，まず目標とする建物の継続使用性ランクを設定する。次に，• 基礎固定モデル• SRモデル• Penzien型モデル• 一体型モデル• 基礎固定モデル• SRモデル

従来の大地震に対する耐震設計法と同様の方法で部材断面等を設

地表面の
地震動

計する。ここで，部材断面設計用の地震荷重は目標ランクに応じ

自由地盤
応答

て割増しする。最後に，設計された建物において，継続使用性を確保すべき全ての建築物部位が許容される損傷限界状態内にあるSaことを検証する。

T

図 V-1 に今回の一連の報告で設計対象となる建物部位と設計モ
デルの概要を示す。今回の試設計では，検証部位として屋根支承

地盤増幅

工学的基盤の地震動部，非耐力壁，杭基礎に着目し，これらの損傷状態を部材レベル(a)直接基礎の場合で評価できるフレームモデルを用いて荷重増分解析により部材断図 V-2 設計用地震外力と検証用解析モデルの概要－ 63 －(b)杭基礎の場合

方法 A) 地震応答解析で算出する方法

表 V-1 地盤モデル 1 の地盤定数

文献 8）を参考として前述の加速度応答スペクトルを解放工学的層

基盤上のスペクトルと見なして，その疑似速度応答スペクトルに適合する加速度時刻歴波形を作成する。次に，算出した時刻歴波形を用いて表層地盤の地震応答解析を実施し，表層地盤の変位および速度応答と地表面位置の加速度応答を算出する。表層地盤の地震応答解析では地盤の非線形性を考慮し，等価線形化解析もしく

1
2
3
4
基盤

深度
(m)
3
8
12
20

方法 B) 表層地盤増幅率 Gs を用いる方法

層

建築基準法告示で提示されている表層地盤の応答スペクトル増

1
2
3
4
5
基盤

する。次に，文献 8）の手法を用いて，地表面における疑似速度応
答スペクトルに適合する加速度時刻歴波形を作成する。
これ以降で，各検討建物で共通の敷地地盤を設定し，当該敷地

1.7
1.8
1.7
1.9
2.1

Vs
(m/s)
130
160
280
380
510

Vp
(m/s)
320
720
720
1980
1980



(°)
35
35
1
35

c
(kPa)
1
1
25
1

土質
砂
砂
粘土
砂

表 V-2 地盤モデル 2 の地盤定数

は逐次非線形解析とする。

幅率 Gs9）を用いて，地表面における加速度応答スペクトルを算出

密度

深度
(m)
5
10
17
19
25

密度
1.8
1.6
1.8
1.7
1.8
1.8

Vs
(m/s)
110
150
210
150
260
390

Vp
(m/s)
1360
1560
1560
1560
1560
1700



(°)
1
35
35
1
35

c
(kPa)
25
1
1
25
1

土質
粘土
砂
砂
粘土
砂

における地震荷重に対して地震後の継続使用性が確保された新築建築物を設計する。ここでは，文献 7）で表層地盤増幅特性に関1）RC 壁を有する庁舎に関する検討 7)する検討用に設定されている地盤モデルを参照して，共通地盤モ①地震後の継続使用性確保のための目標ランクの設定

デルを設定する。表 V-1，2 に共通地盤モデルとして設定した地

建築物のうち，表 V-3 に示す活動上重要なエリアを定め，地震盤モデル 1，2 の地盤定数を示す。地盤の非線形特性には HD モ

後の継続使用性確保のための目標ランクを，目標ランクに応じた

デルを適用し，地盤の動的変形特性には文献 9,10）で示されていRC 壁部材の損傷状態は表 V-4，5 のように設定する。
表 V-3 各部材における目標ランク(庁舎)る平均値を適用する。方法 A)では地盤の地震応答解析に
DYNEQ11)を用いる。地盤モデル 1 では方法 A)で約 0.4 秒のスペ
クトルの卓越が認められる一方，方法 B)ではなめらかなピークとなっている。地盤モデル 2 では，方法 A)と方法 B)でピーク周期に差異が認められる。手法の特性を鑑みて，設計に用いる地震動を決定する必要がある。次にいずれの地盤モデルにおいても地層境界付近で地盤変位が急変しており，いずれの方法でも地盤モデ
ル 2 の最大せん断ひずみは 1%を越え，砂地盤で最大せん断ひずみが生じる結果となっている。本検討では地盤の動的変形特性が得られていない中で，文献 9,10)で示されている推奨平均値をそのまま用いて計算したため，砂地盤の拘束圧依存性など地盤の地震応答に影響を及ぼす因子を考慮できていないことが要因と考えられる。地盤応答の精度には検討の余地が残されているが，得られた地表面の加速度応答は大きめの評価になっていると考えられる
ため，ここで示す評価用地震外力が与えられたものとして，これ

目標ラン
RC 造壁
建築設備
仕上げ等
ク
構造部材
（袖壁・方立壁）(矩形柱） 活動上重要 左記以外 エレベー 給排水設 玄関扉
備 ガラス窓
なエリア
タ設備
等
S
Ⅰ
Ⅰ
Ⅰ
Ⅰ
Ⅰ
Ⅰ
A
Ⅱ
Ⅱ
Ⅲ
Ⅱ
Ⅱ
Ⅰ
B
Ⅲ
Ⅲ
Ⅲ
Ⅱ
Ⅱ
Ⅰ

表 V-4 目標ランクに応じた方立て壁の許容損傷
層間変形角
大地震後，当該部分壁板に生じる損傷によっ 残留ひび割れ 1/200
Ⅰ の被害を許容しなて，修復が不要で，取付く 幅 0.3mm 以下
い
建具に損傷がなく建具の機能が確保されている健
全な状態
大地震後，当該部分壁板に生じる損傷によっ 残留ひび割れ 1/100
Ⅱ の比較的小さな損て，修復が必要であるが， 幅 2.0mm 未満
傷に対して，応急措取付く建具に損傷がなく かつ壁の見付
置又は軽微な補修建具の機能が確保されて け面積の剥落の実施を許容する いる健全な状態
率 1%未満
大地震後，当該部分壁板に生じる損傷によっ 剥落率 5%未満 1/75
Ⅲ の部分的な損傷にて大規模な修復が必要で (脆性破壊しな対して，応急復旧のあり，取付く建具の使用もい）
実施を許容する
困難な状態

以降で具体的な設計例を示す。

継続使用性ランク

方立壁の損傷状態の分類

表 V-5 目標ランクに応じた袖壁の許容損傷
継続使用性ランク

層間変形
角
大地震後，当該部壁板に生じる損傷残 留 ひ び 割 れ 幅 1/400
Ⅰ 分の被害を許容によって，修復が不0.3mm 以下
しない
要で，取付く建具に損傷がなく建具の－ 64 －

袖壁の損傷状態の分類

機能が確保されている健全な状態
大地震後，当該部壁板に生じる損傷 袖壁の残留ひび割 1/200
Ⅱ 分の比較的小さによって，修復が必 れ幅 2.0mm 未満かな損傷に対して，要であるが，取付く つ壁の見付け面積
応急措置又は軽建具に損傷がなく の剥落率 1%未満
微な補修の実施建具の機能が確保を許容するされている健全な状態
大地震後，当該部壁板に生じる損傷 柱のひび割れ幅
1/100
Ⅲ 分の部分的な損によって大規模な 2.0mm 未満かつ剥傷に対して，応急修復が必要であり， 落が生じない：部
復旧の実施を許取付く建具の使用 材角 1/100rad(剥落容するも困難な状態
コンクリートの落下の恐れがないこと(1 階の柱脚ヒンジ部の袖壁損傷は許容)a）基準階伏図
以下に基準階伏図（図 V-3）を示す。階段やエレベータ室には耐震壁の配置はない。

階段
ELV

建築設備は，表 V-6 に示すように床応答加速度及び層間変形角にて評価する。
表 V-6 目標ランクに応じた建築設備の応答値
階
床応答加速度の上限値 (gal) 層間変形角設 備の 分
エレベーター 給排水設備 13)
類
設備 12)
上層階，屋上，1000 gal 以下 1000 gal 以下
Ⅰ 塔屋
1/100 以下
中間階
600 gal 以下 600 gal 以下
地階，1 階400 gal 以下 600 gal 以下
上層階，屋上， 1000 gal 超 1000 gal 超Ⅱ 塔屋
1/100 超中間階
600 gal 超600 gal 超地階，1 階400 gal 超600 gal 超その他の非構造部材についての損傷限界状態と目安となる応答値

YX
図 V-3 基準階伏図b）各階の機能及び防災関連機能
活動上重要なエリアは 5 階の会議室および 1 階の窓口と設定する。
c）検討モデルについては以下とする。
Ⅰ：地震後の人命の安全確保および二次災害の防止が図られて解析を行うモデルは RC 造壁を設けないラーメン架構をおよいる。地震後に大きな補修をせずに，必要な機能を相当期間継続でび，RC 造壁を設けたモデルを耐震等級に応じて 3 パターン作成
し，RC 造壁の影響を確認する。また，表 V-8 に検討モデル一覧

きる。
Ⅱ：地震後の人命の安全確保および二次災害の防止が図られてを示す。

いる。短期間の修復によって必要な機能を回復できる対策を事前

A 基準モデル X・Y 方向（ラーメンモデル）に講ずる。

耐震等級 1.00，1.25，1.50

玄関扉，扉，ガラス窓，EXP.J の継続使用性ランクは以下とする。

B 方立壁モデル X 方向（図 V-4）
耐震等級 1.00，1.25，1.50
1750

Ⅰ：地震後の人命の安全確保および二次災害の防止が図られてt=300いる。最大層間変形角 1/100 未満

1750
t=300

(ランクⅠのみとする。)②対象建物概要
下記に対象とする建物の概要（表 V-7）を示す。
用途
建物規模
建物高さ
構造種別
延床面積
使用材料
コンクリート鉄筋

表 V-7 建物概要
庁舎
地下 0 階，地上 7 階，塔屋なし
約 30.0m （階高 4.20m）
鉄筋コンクリート造
約 11,200m2

2125

1750

6000

普通コンクリート Fc36，Fc30
異形鉄筋 ～D16:SD295，D19～D29:SD345
D32～:SD390

2125

2125

1750

6000

図 V-4 方立壁軸配置図－ 65 －

2125

C 袖壁モデル Y 方向（図 V-5）
Y4

耐震等級 1.00，1.25，1.50

12800

図 V-6 に方立壁及び袖壁の配置図を示す。
ラーメンモデルに付加するモデル B の方立壁（図 V-7）は，各

方立て壁
36400

階 Y1，Y4 通りとし各通り 6 箇所とする。またモデル C の袖壁については，各階 X1，X7 通りの 2 構面とする。また，図 V-8 に袖

10800

Y3

袖壁

Y2

壁配置を X1，X2，X6，X7 通りの 4 構面とした場合を示す。こ12800のように RC 壁を外壁周りに配置し，室内空間には極力 RC 壁を設けず，開放的な執務空間となるよう計画がとられている。

Y1
6000

6000

6000

6000

6000

6000

36000

X1

X2

X3

X4

X5

X6

X7

図 V-6 方立壁，袖壁配置図

4200

t=300

t=300

RFL

2125 1750 2125

7FL

2400

2400

1000

2400
4200

1000

2125 1750 2125

4200

6FL

2125 1750 2125

4200

29600

5FL

2125 1750 2125

4200

4FL

2125 1750 2125

4200

3FL

2125 1750 2125

GL

200

4200

2FL

2125 1750 2125

1FL

6000

6000

6000

6000

6000

6000

36000

12800

10800

X1

X2

X3

X4

X5

X6

X7

図 V-7 B モデル 方立壁構面軸組図
図 V-5 袖壁軸配置図
表 V-8 検討モデル一覧
方向モデル

A-モデル(基準)
X
B-モデル(方立壁)t=300mm

A-モデル(基準)Y
C-モデル (袖壁)t=300mm

耐震等級

解析検討モデル1.00

A-1.00 モデル_X (基準)1.25

A-1.25 モデル_X (基準)1.50

A-1.50 モデル_X (基準)1.00

B-1.00 モデル (方立壁)t=300mm

1.25

B-1.25 モデル (方立壁)t=300mm

1.50

B-1.50 モデル (方立壁)t=300mm

1.00

A-1.00 モデル_Y (基準)1.25

A-1.25 モデル_Y (基準)1.50

A-1.50 モデル_Y (基準)1.00

C-1.00 モデル (袖壁)t=300mm

1.25

C-1.25 モデル (袖壁)t=300mm

1.50

C-1.50 モデル (袖壁)t=300mm

1.50

C-1.50 モデル (袖壁)t=300mm_袖壁4構面－ 66 －

目的基準となる建物性能を把握基準となるモデルに対し方立壁を付加し影響を確認基準となる建物性能を把握基準となるモデルに対し袖壁を付加し影響を確認

上記モデルに対し袖壁の構面を2構面から4構面にしたときの影響を確認

③解析結果と地震後継続使用性
9800

11800

11800

a）耐震等級 1.50 モデル 方立壁方向
2400

5000

2400

2400

7000

2400

耐震等級 1.50 の基準モデルと方立壁(t=300mm)を付加した場合

4200

2400

2200

7000

2200

2400

7FL

2200

4200

RFL

の増分解析結果を以下の図に示す。ある層が 1/100 となった時点

5FLの層せん断力を比較すると，基準モデルに対して方立壁を付加し4FLたモデルでは，21%～25%程度耐力が増加した。

3FLb）耐震等級 1.50 モデル袖壁方向

2FL

耐震等級 1.50 の基準モデルと 2 構面袖壁(t=300mm)を付加した場

1FL

合と 4 構面袖壁を付加した場合の増分解析結果を図 V-10 に示す。

GL

4200
200

4200

4200

4200

29600

4200

6FL

ある層が 1/100 時点の層せん断力を比較すると，基準モデルに対し
12800

10800

12800

て袖壁を付加したモデルでは，30%～50%程度耐力が増加した。

36400

Y1

Y2

Y3

Y4

c）地震時層間変形角の比較と地震後継続使用性評価
図 V-11 に A-1.50_X モデル(基準)の地震時の最大層間変形角の

図 V-8 C モデル袖壁構面軸組図d）部材のモデル化

結果を示す。図より，通常求められる耐震強度の 1.5 倍されていd.1 解析条件

る純ラーメン架構においても最大層間変形角は 1％を超え大きな・柱・梁は線材置換したモデルとし，各部材は曲げ剛性・せん

層間変形角となっていることが分かる。この場合，構造部材に大断剛性・軸剛性を考慮する。
（梁の軸剛性は考慮しない。
）

きな損傷を受けることは免れないことから，耐震安全性の観点か

・梁の曲げ剛性，せん断剛性には，RC 規準による有効幅内のらも地震後継続使用することは困難と考えられる。

スラブを，梁の曲げ耐力，せん断耐力には，片側につき 1mの範囲のスラブを考慮する。

図 V-12 に B-1.50 モデル(方立て壁)の地震時の最大層間変形角の結果を示す。図より多くの対象庁舎の最大層間変形角は 1％を・梁に腰壁・垂壁が取付く場合は，スリットを設けず腰壁・垂下回り，場合によっては 0.5％を下回るものも確認される。このこ壁の耐力・剛性も考慮する。

とから，通常は RC 造非耐力壁として用いられている方立て壁部
材を事前に構造設計および性能評価を実施することで，大地震時・剛床仮定とする。

における応答変形を抑え，結果として継続使用性を高めることが・剛域長さは損傷の程度によって変化しないものとする。

できることが確認された。

・荷重増分による非線形静的増分解析を行う。

図V-13 にC-1.50 モデル(袖壁4 構面)の地震時の最大層間変形角・外力分布は Ai 分布に基づく分布とする。
・方立壁は柱型としてモデル化する。その為，負担幅に応じたの結果を示す。図より多くの対象庁舎の最大層間変形角は 0.5％を長期軸力，剛性に応じた地震時の変動軸力を負担する。耐力

下回り，場合によっては 0.3％程度となるものも確認される。このに考慮した長期軸力は，階に応じて N=100～650kN 程度であことから，通常は RC 造非耐力壁として用いられている袖壁部材を事前に構造設計および性能評価を実施することで，大地震時にり，軸力比 N/A・Fc=0.011～0.068 である。

おける応答変形を抑え，結果として継続使用性を高めることがで・危険断面位置は，フェイス位置とする。壁も考慮する。
・剛域は，RC 規準に準じ，材端が他の鉄筋コンクリート部材に剛に接合された時と同様，材せいの D/4(D は壁を含む)入った位置とする。

きることが確認された。
以上の検討より，A モデルは全て継続使用できない（継続使用性ランク外）という評価結果となった。B モデルでは，元の架構の耐震等級が 1.5 倍の庁舎の場合に要求性能ランク A となった。

・柱の曲げ成分はひび割れを考慮しないバイリニアとする。

一方，C モデルでは，元の架構の耐震等級が 1.25，1.5 倍の庁舎

・袖壁は袖壁付柱としてモデル化する。

の場合に要求性能ランク B（一部の建設地盤では A）となった。

袖壁付柱の剛域は，梁及び柱と一体とし考慮する。

このことは，袖壁付き柱の許容できる損傷限界状態が方立て壁

・解析プログラムには市販の立体解析プログラムを使用する。
・柱脚固定とする。

と異なる点にあるものの，壁部材を適切に有効利用することによって地震後の継続使用性に役立てることは可能である。

－ 67 －

1/200100,000

1/100

100,000

90,00090,00080,00070,00060,00050,000kN40,00070,00060,00050,00040,000))kN80,000

層
せ
ん
断
力

(

(

層
せ
ん
断
力

1/100

1/200

30,00030,00020,00020,00010,00010,000

0
0

10

20

30

40

50

60

0

70

0

層間変形(mm)
A-1.50 モデル(基準)B-1.50 モデル(方立壁)

10

20

30

40

50

層間変形(mm)60

70

C-1.50 モデル(袖壁 2 構面)

A-1.50 モデル(基準)C-1.50 モデル(袖壁 4 構面)

最大応答値（(B-1.50 モデル）

最大応答値(C-1.50 モデル(袖壁 2 構面・4 構面)

図 V-9 A-1.50 モデル(基準)と B-1.50 モデル(方立壁) Q-δ 関係

8

G01_HacNS
G01_KobNS
G01_Rand2
G02_HacNS
G02_KobNS
G02_Rand2

階7

8

A-1.50 モデル(基準)と C-1.50 モデル(袖壁) Q-δ 関係

図 V-10G01_HacNS
G01_KobNS
G01_Rand2
G02_HacNS
G02_KobNS
G02_Rand2

階7

8

G01_HacNS
G01_KobNS
G01_Rand2
G02_HacNS
G02_KobNS
G02_Rand2

階

7

6

6

6

5

5

5

4

4

4

3

3

3

2

2

2

1
0.000 0.005 0.010 0.015 0.020

10.000 0.005 0.010 0.015 0.020

最大層間変形角(rad)最大層間変形角(rad)10.000 0.005 0.010 0.015 0.020
最大層間変形角(rad)図 V-11 A-1.50_X モデル(基準) 地震応

図 V-12 B-1.50 モデル(方立壁)地震応

図 V-13 C-1.50 モデル(袖壁 4 構面) 地震応

答解析結果

答解析結果

答解析結果

上図の凡例：G01：1 種地盤，G02：2 種地盤，HacNS：八戸 NS 位相，KobNS：神戸 NS，Rand：ランダム位相－ 68 －

2）鉄骨置き屋根を有する RC 造体育館に関する検討 4）

管巻きは施さずモルタルの割れを許容する仕様とした。構造ラン①設計概要

クⅢは，側方破壊耐力は終局耐力とし，へりあき寸法を 183mm と地震後の継続使用性を考慮した体育館の設計フローを示す。極した。

めて稀な地震に対する荷重設定として，設計用標準せん断力係数

静的解析と時刻的応答解析での検定結果を比較したところ，Xはサイト地震波の応答スペクトルから決定し，特別な検討のない

方向での時刻歴応答解析にて 2 次モードの上下動を示すために上場合は 0.8～1.0 程度とする。ただし，屋根鉄骨面内は剛床仮定が下弦材の検定値に違いが生じたものの，部材検定結果は概ね一致

成り立たないことから，通常の Ai 分布による地震力に加えて，図した。また，片持ち壁の面外方向に作用する慣性力の一部を負担す

V-14 に示す屋根を受ける RC 梁も含めた屋根中央部について，せる屋根鉄骨部材の検定値が大きくなる等の同様の傾向を示した。

ん断力係数を 1.5 倍に増幅させた水平地震力を設定する。また，時RC 架構の上に鉄骨造の屋根を載せた体育館の屋根支承部の継刻歴応答解析から得られた上下動の影響を考慮し，屋根面全体に続使用性を考慮した設計の手法を提案し，極稀地震相当の地震波

0.5G 相当の鉛直地震力を設定する。

を用いた時刻歴応答解析を元に，例示した設計フロー・設計手法の②建物概要と解析モデル

妥当性を確認し，継続使用性を確保できる体育館の設計が可能で検討建物は，耐震壁付ラーメン構造の RC 躯体に鉄骨造の屋根あることを示した。

が乗る置屋根形式の体育館である。スパン方向 32.0m，桁行方向58.0m，地上 3 階の建物で，2 階より上がアリーナとなっている。

表V-9 層せん断力係数の設定

前述の設計フローに従い，主要構造部材は前述の目標性能 S ラン

(X方向 )

クを満たすように部材の損傷限界状態（それを満足する仕様を構

階

通り

F
E
R D

造ランクⅠと呼ぶ）を定め，屋根支承部は目標性能ランクに応じた仕様にて設計した。構造ランクⅠでは，主要構造部材は短期許容応

Σ重量
[kN]

10900

Ai
(増幅後)

Ai

1.51
2.26
2.26

1.51

C
B,G

力度以下と設定したため，屋根鉄骨と RC 躯体を一体化した弾性2 全解析を行った。プログラムは任意系立体フレーム解析プログラム

38996

1

1.51
1.51
1

図 V-14 地震力を増幅させる箇所(屋根中央部)を使用し，静的解析と時刻歴応答解析を行った。層の設定は，3F レ
ベルに床が無く吹き抜けているため，図 V-15 に示す 2 層モデルとした。静的解析の地震荷重は，設計用標準せん断力係数を 1.0 として屋根中央部のせん断力係数を割り増した。層せん断力係数（X 方向）のまとめを表 V-9 に示す。時刻歴応答解析に用いた地震波は，
2 種地盤の極稀地震相当のスペクトルに，3 種類の位相(八戸，神戸，乱数)をフィットさせた地震波を用いた。1 次固有周期は，X,Y
方向それぞれ 0.208 秒，0.282 秒であった。減衰は剛性比例型で減図 V-15 解析モデルと層の定義

衰定数を 3%とした。
支承部付近の部材の検定値が高い③解析結果と設計手法の妥当性
静的解析及び時刻歴応答解析での鉄骨屋根の部材検定図の一例
を図 V-16 に示す。時刻歴応答解析での支承部せん断力は，最大応答値を示す。支承部の各損傷限界状態に抑えるために必要な支承部の仕様の一例を図 V-17 に示す。支承部耐力は，最小へりあき位
置でのコンクリートの側方破壊の耐力にアンカー本数を乗じて算出した 14)。構造ランクⅠは，側方破壊耐力を短期耐力とみなし，損傷限界状態Ⅰにかつ無収縮モルタルに鋼管を巻いて，モルタルの割れが生じない

対応した支承部

ようにへりあき寸法を 224mm とした。異なる目標性能ランクに応じた構造ランクⅡは，同じく側方破壊耐力は短期耐力であるが，鋼上下動のモード形状により静的解析と異なる(c)X方向時刻歴応答解析
図V-16 静的解析での支承部せん断力分布－ 69 －

図V-17 支承部の仕様（構造ランクⅠ）

3）コンクリート杭基礎を有する RC 造学校・共同住宅に関する検じた建物を参考にモデル化したものである。表 V-10 および 11 に討

その建物概要を示す。
表 V-10 建物概要（小学校Ａ）①杭基礎の耐震設計フロー
提案する杭基礎の設計手順は，現行法規に従った一次設計を行った後，大地震時に対する継続使用性を確保（確認）するための設

階数
延床面積
高さ

地上 3 階
約 3,300m2
約 14m

階数
延床面積
高さ

地上 8 階
約 2,400m2
約 24m

構造形式
構造種別
基礎構造

耐力壁付ラーメン構造
鉄筋コンクリート造
PHC 杭

表 V-11 建物概要（共同住宅Ｂ）

計を行う内容としている。
尚，一次設計においては，・建物の設計用地震力は，基準法に従った建物の慣性力（FW）とする。
・杭材の設計用応力を算定するにあたり，地盤のヤング係数（E）＝700N（N：地盤の N 値）
，文献 9)に従い杭の設計用応力を評
価する。

構造形式
構造種別
基礎構造

耐力壁付ラーメン構造
鉄骨鉄筋コンクリート造
PHC 杭b）地震応答解析による耐震性能評価手法
図V-19 に示すような地盤－杭－上部構造連成モデルによる地震応答解析を実施し，静的応力解析による大地震時における継続使
用性確保のための設計法の妥当性を検証している。
上部構造は梁要素を用いてモデル化しており，非線形特性はト・上記外力に対し，許容応力度による設計とする。

リリニア型の武田モデルとしている。上部構造の層せん断力係数

大地震に対する継続使用性確保のための設計においては，・建物の設計用地震力は，建物の慣性力（FW）と地盤応答による
強制変形力（Fδ）を考慮する。
（図 V-18）－層間変形角関係は，上部構造の静的荷重増分解析結果を参照し，上部構造 1 層目の第 2 折れ点が 0.55 となるように各層の耐力を線形倍している。基礎梁は剛体でモデル化しており，埋め込み部の地・（FW）は，建物の必要保有水平耐力以上とする。

盤ばねは考慮していない。杭はファイバー梁でモデル化しており，・（Fδ）は，自由地盤の大地震時・応答変位分布からとする。
・（FW）と（Fδ）は，原則として同時・同方向に作用する外力とする。
・杭の設計用応力を算定するにあたり，基礎及び地下の根入れ効
果は有効にはたらく仮定とする。
・地盤のヤング係数（E）は自由地盤の大地震時応答結果（有効
ひずみにより剛性低下した値）から設定する。
・基礎及び地下の根入れ抵抗（水平方向）を Novak のばねで，また単杭の水平地盤ばね定数を Francis15)のばねで評価する。
・Francis のばねに対して，群杭係数を考慮する 10)
継続使用性を考慮した杭基礎の耐震設計フローを図 V-20 に示す。

M-N 相関関係を考慮している。杭周地盤は Winkler 型のばね要素でモデル化しており，初期剛性は Francis のばね 10)，塑性地盤反力は岸田・中井の式 16)，非線形特性は双曲線モデル，履歴則は Masing
則としている。また，基礎全体として群杭効果を考慮している。解析方法は杭周地盤ばねより自由地盤の応答変位・速度を入力する
多点入力の逐次非線形解析としている。上部構造および杭には内部減衰と地下逸散減衰を考慮するため，文献 17)を参考にして，上部構造の基礎固定時の 1 次固有周期に対して上部構造物は 3%，杭は 1%の瞬間剛性比例型減衰を与えている。
尚，試設計における設定地盤（地盤 2）および評価用入力地震動については，前述の方法による。
Q
P





上部構造：梁要素
非線形 - 武田モデル

Novak のばね

基礎梁：剛体杭周地盤：ばね要素
非線形性 – 双曲線モデル

Francis のばねM

図 V-18 建物と地盤，地盤ばねと外力の評価
杭：ファイバー梁要素

自由地盤応答②試設計・耐震性能評価の概要
a) 建物概要
試設計の対象は，東北地方太平洋沖地震において杭に被害が生－ 70 －

図 V-19 地盤－杭－上部構造連成モデルの概要

c) 目標ランクおよび設計方針
地震後の継続使用性を確保するための建物の性能目標ランクお建物の目標ランクの設定

よび各部位の損傷状態の組み合わせを表 V-12 に示す。基礎構造の上部構造、非構造部材、設備機器類の設計

性能目標ランクは構造部材と同じである。
Ⅰ.基礎構造の要求性能の設定

表 V-12 建物の各部位の性能目標ランクと部材の損傷ランク
仕上
RC 造非耐力壁
建築設備
等
性能
構造
活動
目標
部材
上重
給排
ラン
放送
天井
左記
要な
水設
ク
設備
外装
以外
エリ
備
ア

□杭基礎の継続使用クライテリア
ランクS：

部材の損傷を許さず、弾性状態にとどめる。

部材ランクⅠ（部材は短期許容応力度以内）
ランクA：

一部、修復限界状態内の部材を許容する。

部材ランクⅡ（部材は終局強度以内、且つせん断余裕度の確保）
目標ランクの設定
を行う

ランクB：

一部、修復限界状態内の部材を許容する。

部材ランクⅢ（一部、ﾋﾝｼﾞ状態を許容する。但し修復性確保のため以下の靭性規定値を満足することを条件とする。）･ 場所打ちｺﾝｸﾘｰﾄ杭の場合：

大地震時の軸圧比制限

引張鉄筋比の制限

せん断余裕度の確保･ 鋼管杭の場合：

径厚比の制限･ 既製ｺﾝｸﾘｰﾄ杭の場合

：

選択は不可

Ⅰ

Ⅰ

Ⅰ

Ⅰ

Ⅰ

Ⅰ

A

Ⅱ

Ⅱ

Ⅲ

Ⅱ

Ⅱ

Ⅱ

B

Ⅲ

Ⅲ

Ⅲ

Ⅱ

Ⅱ

Ⅱ

③試設計例

Ⅱ.敷地・地盤条件の把握

a) 杭基礎の試設計（小学校 A）□地盤調査および地盤情報（液状化の可能性はないものとする）
設計に必要な地盤情報を入手するSa.1 建物概要･ 杭の支持力：地盤構成と支持層深さ、N値、1軸圧縮強度、他･ 地盤の剛性：PS検層結果等（Vs値）

小学校 A は，東北地方太平洋沖地震において杭に被害を生じた
建物をモデル化したものである。
図V-21 にイメージパースを示す。

Ⅲ.大地震時の設計用地震力等の設定□地盤の応答解析による地盤の変位分布と等価剛性情報
極めて稀な地震に対し 地盤変位による荷重の設定等を行う･ SHAKEによる自由地盤の応答結果等による。

Ⅳ.耐震設計（一次設計）により杭基礎を設定する□「地震力に対する建築物の基礎の設計指針（1984）」による設計
現行法規に従った一次設計を行う･ 継続使用クライテリアを考慮しての杭種選定･ 地盤剛性（E0=700N、等）を用いた耐震設計

図 V-21 イメージパース（小学校Ａ）（地盤剛性を低めに評価、地震力は慣性力のみ評価）

a.2 杭の試設計

Ⅴ.大地震時に対して継続使用性を確保するための杭基礎の設計（二次設計）を行う

目標ランク S，A の設計（終局設計），および現行建築基準法の□建物の慣性力（FＷ）と、地盤変位による力（Fδ）

設計（1 次設計のみ）の 3 ケースについて試設計を行い，断面等を（FＷ1）：建物の必要保有水平耐力以上、且つﾍﾞｰｽｼｪｱ係数として0.4以上比較する。ここで，ランク S，A では，地盤の強制変形（JMAKobe（FＷ2）：地下震度として、0.35以上（Fδ）：「Ⅲ.大地震時の設計用地震力等の設定」

による。

（FＷ1、2）と（F δ）は、同時・同方向に作用する外力とする。

建物慣性力のほか、
地盤変位による地震
荷重を考慮した二次設計を行う

位相）も考慮する。杭種は，現行法設計は原設計と同じ既製杭（PHC杭）とし，ランク S，A 既製杭での設計が困難であったため場所打

□地盤の剛性・ばねの評価「建物と地盤の動的相互作用を考慮した応答解析と耐震設計」（日本建築学会）による。
･ 地盤の剛性は、地盤の応答解析（Ⅲ）より求めた等価剛性とする。
･ 基礎及び地下根入れ部、及び杭に対して水平地盤ばねを考慮する。
： 基礎及び地下根入れ部のばねは、Novakのばねとする。

ちコンクリート杭とした。地盤は前掲の地盤 2 とする。設計条件
を表 V-13 に，各ケースの主要な杭断面を表 V-14 に示す。

： 単杭に対するばねは、Francisのばねとする。
： Francisのばねに対して、群杭係数を考慮する。

目標ランク
現行法
S
A
B

： 場所打ちコンクリート杭に限り、曲げひび割れによる。
剛性低下を考慮する。（ランクSの場合は、不可）（NG)
Ⅵ.建物要求性能（ランクS、A、B）と、設計結果の確認

表 V-13 杭の設計条件
杭設計用地震力
設計目標
Co=0.2， K=0.1
短期許容応力度以内
Ds=0.55，K=0.35 短期許容応力度以内
Ds=0.55，K=0.35 終局強度以内
Ds=0.55，K=0.35 一部ヒンジ状態を許容※

Co，Ds：上部構造の地震力（OK)

K：地下震度※：靭性規定値を満足することが条件

終了

図 V-20 継続使用性を考慮した杭基礎の耐震設計フロー－ 71 －

表 V-14 各ケースの主要杭断面
ランク S
1200
杭頭

杭径(mm)
位置

析を実施した。図 V-24 の杭頭曲げモーメント－軸力関係を示す。

ランク A
1200
杭頭

現行法
1200

本解析ケースでは，杭頭曲げモーメントは終局モーメントに到達している。コンクリート要素のひずみは 0.3%以内，鉄筋要素のひPHC 杭
上杭：C 種中杭：B 種下杭：B 種断面

ずみは 1%以内の応答となっており，本解析ケースは目標性能内の応答に収まっていることを確認した。

（各杭長=8m）

鋼管
主筋
帯筋
材料(主筋)

以上のことからいずれの建築物においても地震後継続使用でき―
20+16-D35
D13@150
SD390，Fc27

φ-1200x16(490)

16+12-D35
D13@150
SD490，Fc30

る杭断面を設計し，その妥当性を確認した。小学校においては，ランク S は杭頭鋼管巻きとなった。ランク A は杭のひび割れを許容しており，地盤強制変位による応力がランク S より小さく，鋼管b) 杭基礎の試設計（共同住宅 B）

巻きは不要であった。また共同住宅においては，部材ランクを B

b.1 建物概要

として杭頭に一部ヒンジ状態を許容する条件では，一次設計で求共同住宅 B は，東北地方太平洋沖地震において杭に被害を生じめた杭断面からの補強はかなり軽減される結果となった。

た建物をモデル化したものである。図 V-22 にパースを示す。

表 V-15 各ケースの主要杭断面(隅杭)b.2 杭の試設計
目標ランク A，B，および現行建築基準法の設計（1 次設計のみ）

現行法
1300
杭頭

ランク A
1500
杭頭

ランク B
1500
杭頭

26-D29
D13@150
SD390，Fc27

24+12-D38
D16@150
SD490，Fc36

24+6-D29
D13@150
SD390，Fc36

杭径(mm)
位置の 3 ケースについて，場所打ちコンクリート杭の試設計を行なっ断面た。検討地盤は地盤 2 とし，建物外力は①の通り，ランク A，B では地盤強制変形を考慮する。ランク B の設計は，静的荷重増分解
析により，杭材および地盤降伏による非線形性を考慮して行なっ

主筋
帯筋
材料(主筋)た。
1 次設計（現行法）と大地震時に対する設計の断面比較を表 V-

No.7(3,C)

15 に示す。ランク B の設計では保有水平耐力時に，引張力が生じNo.8(3,D)

3500

No.9(3,E)ている杭の杭頭部にヒンジは生じているが，地中部にヒンジは生3000じていない。上部構造の RC 柱の必要保有水平耐力の Ds 算出時の2500

No.10(3,F)
Qu(2.75Qd),地盤変形L2
杭頭ヒンジ

部材ランクの規定を参照すると，いずれの杭も FA ランクに該当す

地中ヒンジ

2000
Q(kN)

る。また，保有水平耐力時の杭頭回転角は 1/100rad 以下（図 V-23
参照）であり，杭の終局せん断強度の余裕度も 1.25 倍以上あるこ

1500とから，塑性変形能力は確保されていると判断する。

1000c) 時刻歴応答解析による耐震性能評価と設計手法の妥当性

500

地盤－杭－上部構造連成モデルにより，ランク B の地震応答解

Qu(Ds=0.55)＋強制変位 89.6mm
θ＝1/111rad

0
0

5

10

15

20

25

30

35

40

45

50

δ(cm)

図 V-23 杭頭せん断力－水平変形 (3 通り Y 方向正)
4 N (kN)

4 N (kN)-1.2x10短期

4-1.2x10
E
1

2

3

C
4

D

0

-1.2x10

短期

終局

短期

終局

終局

M (kNm)0

4 N (kN)-1.2x104

1.2x104-1.2x100

M (kNm)0

4

1.2x104-1.2x100

M (kNm)0

FYa)側杭(2,C 通り)b)中杭(2,D 通り)c)側杭(2,E 通り)

X

図 V-22 イメージパース（共同住宅Ｂ）

図 V-24 杭頭曲げモーメント－軸力関係(Y 方向)－ 72 －

4

1.2x10VI おわりに通常設計される耐震性能より耐震強度が高い建築物においては，

東日本大震災にて得られた被災教訓を活かすため，地震後に継適切に設計された方立て壁や袖壁部材を取り付けることによって，続使用できる建築物の実現に向けた耐震設計手法の構築に向けた

地震後継続使用を可能とする設計が可能であることを示した。

研究課題を展開し，以下の結論を得た。

2）鉄骨置き屋根を有する RC 体育館に関する検討について，耐震Ⅲ章において，「地震後の継続使用性に関する阻害要因分析と防壁付ラーメン構造の RC 躯体に鉄骨造の屋根が乗る置屋根形式の災拠点施設等の要求性能ランクの提案」のために以下の検討を実体育館に対して継続使用性を確保するための試設計を実施した。

施した。

定着部等に生じる設計用応力を割り増して設計を行うことによっ

1）被災調査に基づく地震継続使用性に関する阻害要因分析を実施て，地震後継続使用を可能とする設計が可能であることを示した。

し，東日本大震災において見られた特徴的な被害情報を収集し，そ3）コンクリート杭基礎を有する RC 造学校・共同住宅に関する検れらが建築物の地震後継続使用性に与える影響について分析を行討について，コンクリート杭を有する低層の学校校舎および中層った。

の共同住宅に対して，現行の 1 次設計並びに大地震に対して継続

2）地震後継続使用性を確保するための設計を行う際の要求性能ラ

使用性を確保するための設計を行い，杭断面を決定した。設計用応ンクを提案した。当該ランクは，地震後経過する時間を対象とし，力としては，上部構造物の慣性力に加え，地盤の水平変形によってまた対象とする建築物の各部位の損傷状態と関連づける構成とし生じる応力の双方を考慮することによって，地震後継続使用を可た。

能とする設計が可能であることを示した。

3）東日本大震災において特徴的な被害となった共同住宅や学校，以上の検討は，1995 年に開始された「新建築構造体系の開発」

体育館を対象として解析に基づく地震被害分析を実施し，被害現で示された基本原則に基づく性能設計を，東日本大震災において象を説明できることを示した。

被害が顕在化した建築物やその部位に適用したことによって，庁Ⅳ章において，「地震後の継続使用性確保に必要な部位に対する舎や避難施設等の地震後継続使用性を確保するための耐震設計法

耐震性能評価手法等の検討」のために以下の検討を実施した。

の考え方や過程を明らかにしたものである。本検討が，今後設計さ

1）RC 壁に関する検討として，東日本大震災において見られた特れる建築物に適用され，東日本大震災の教訓をこれから大地震が徴的な被害として RC 造方立て壁，袖壁を対象に，部材実験，部分発生する可能性のある他の地域の耐震対策に広く活用されること

架構実験を実施し，要求性能に応じた部材の損傷限界状態に関すを願ってやまない。また本研究は今後さらに一般建築物や他の構る知見を得た。さらには，部材の損傷を低減させる改修技術につい

造種別へ展開することで，より多くの建築物に適用されるよう検ても基礎的知見を得た。加えて国総研と連携し実大 5 層実験を実討する所存である。

施し，各部位の損傷限界状態が建築物の継続使用性ランクに与え最後に，本研究課題を実施するに当たり，課題の主旨にご賛同頂

る影響について明らかにした。

き，また多大なご協力を頂きました多くの関係機関や共同研究者

2）RC 造体育館定着部に関する検討として，東日本大震災においの方々に心より感謝申し上げます。

て見られた特徴的な被害の再現を行い，新築において当該損傷を避ける方法について検討した。さらには，本損傷に対して有効な耐参考文献：

震改修方法を提案し，基礎的知見を得た。

Ⅰ章：

3）コンクリート杭基礎に関する検討として，東日本大震災におい

1）国土技術政策総合研究所，建築研究所：平成 23 年（2011 年）て見られた特徴的な被害の再現を行い，杭体，杭頭接合部，杭を有

東北地方太平洋沖地震被害調査報告，国土技術政策総合研究所資する部分架構において，それぞれ終局強度や靱性能評価に必要な料第 674 号，建築研究資料第 136 号，2012.3

基礎データから，上部構造物の傾斜に起因する杭基礎の損傷限界

2）向井，福山，福島，鴇田：新潟県中越地震における病院建築状態に関する知見を得た。

物の地震被害と機能回復性，コンクリート工学，Vol.46，No.1，

Ⅴ章において，「地震後の継続使用性確保に資する防災拠点施設

pp.12-16，2008.1

等の設計例の作成」のために以下の検討を実施した。

3）向井，福山，森田，斉藤，加藤：災害後の建築物の機能維

1）RC 壁を有する庁舎に関する検討について，地上 7 階建ての庁

持・早期回復を目指した構造性能評価システムの開発，BRI

舎建築物に対して継続使用性を確保するための試設計を実施した。

Proceedings No.20, 2011.01.

－ 73 －

Ⅲ章：る杭基礎の被害要因に関する解析的検討,日本建築学会構造系論文

1）喜々津，向井，森田，飯場，平出，長谷川，加藤，谷：建築集第 717 号,pp.1699-1706,2015.11

物の地震後の継続使用性に関する阻害要因分析 その 2 阻害要Ⅳ章：

因分析の方法，日本建築学会大会学術講演梗概集, pp.39-40, 2014.9

1）RC 壁2）(一財)日本建築防災協会ほか：被災建築物応急危険度判定マニ1）向井，谷，石岡，有馬，金川 ，出水，成瀬，濱田，松浦，田ュアル, 1998.

沼：RC 造壁付き架構の構造特性と損傷状態に関する研究 その 1

3）(一財)日本建築防災協会：震災建築物の被災度区分判定基準お被災した RC 造壁付き架構の標準モデル，第 14 回地震工学シンポ

よび復旧技術指針，2001.

ジウム，2014.12

4）国土技術政策総合研究所・建築研究所：平成 23 年（2011 年）

2）日本建築学会：2011 年東北地方太平洋沖地震災害調査速報，第東北地方太平洋沖地震被害調査報告，建築研究資料，No.136，

3-6 章，2011.7

pp.5.2-1～5.2-13，2012.

3）日本建築学会東北支部：2011 年東日本大震災 災害調査報告，

5）喜々津，向井，加藤，平出，長谷川，谷，柏，飯場：地震後

第 4-7 章，2013.5の継続使用性を確保した新築建築物の設計・耐震性能評価 その

4) 小塩，Oo，真田，崔：東北地方太平洋沖地震により非構造壁

1 継続使用性に関する要求性能，日本建築学会大会学術講演梗

が損傷した SRC 建物の現地調査結果と地震応答の解析的分析，コ

概集,pp.45-46, 2015.9

ンクリート工学年次論文集，Vol.35，No.2，pp.853-858，2013

6) 建設大臣官房官庁営繕部監修：官庁施設の総合耐震計画基準及5）成瀬，小谷，前川，出水，菊田，飯塚，松戸，勅使川原，楠，び同解説，(社)公共建築協会，1996.

向井：RC 造非耐力壁付き 2 層 2 スパン架構の水平加力実験 その

7) 月俣，向井，衣笠：被災した SRC 共同住宅の損傷評価と地震後

4：非耐力壁の損傷と危険断面および剛域，日本建築学会大会学術

継続使用性の考察，
日本建築学会技術報告集第22巻第50号pp.105-

講演梗概集, pp.709-710, 2014.9

108，2016.02

6）豊田，衣笠，向井，田沼：非耐力壁を有する SRC 造架構のモデ

8)小塩ほか:非構造壁を有する靱性型 SRC 建物の被災度判定区分，

ル化に関する研究,日本コンクリート工学年次論文集,Vol36, No.2,

日本建築学会近畿支部研究報告集. 構造系 (53), pp.149-152, 2013.5

pp.265-270, 2014.7

9)小塩ほか:コンクリート系柱梁架構と一体的に建設された非構造

7）向井，斉藤，衣笠，福山：非耐力壁を有する実大 RC 造架構の修壁の有限要素法解析，日本建築学会大会学術講演梗概集，(構造 IV),

復性評価に関する実験的研究,日本コンクリート工学年次論文

pp.33-34, 2013.8

集,Vol30,NO.3, pp.1051-1056, 2008.7

10)東北工業大学ハイテク・リサーチセンター・リアルタイム強震

8）小倉，谷，向井，Rafik，河野：RC 造非耐力壁の地震後の損傷

観測センター，

状態に関する実大試験体実験その 1：実験概要及び実験結果，日

http://smweb.tohtech.ac.jp/smalltitan/japanese/index.html

本建築学会大会学術講演梗概集, pp.447-448, 2014.9

11) 小塩ほか：主体架構と一体の RC 非構造壁の性能評価に関する

9）石岡，向井，谷，近藤，青山，堀，前川，松浦，久光：RC 造

実験，日本建築学会大会学術講演梗概集, pp.455-456, 2014.9

壁付き架構の構造特性と損傷状態に関する研究 その 2 垂れ12) 小倉，谷，向井，Taleb，河野: RC 造非耐力壁の地震後の損傷状

壁・腰壁付き RC 造方立壁部材の構造特性と損傷状態に関する実態に関する実大試験体実験（その 1：実験概要及び実験結果）, 日験的研究，第 14 回地震工学シンポジウム，2014.12

本建築学会大会学術講演梗概集構造系，C2，pp.447-448，2014.9

10）谷，Eko，向井，河野：損傷低減及び構造性能改善を目指し

13) 倉田，松岡，長谷川，森田，向井，後閑：東日本大震災で被た RC 造方立壁部材の実大実験,日本コンクリート工学年次論文

災した鉄骨置屋根構造体育館の屋根支承部の被害分析，日本建築集,Vol37,No.2,pp.901-906,2015.7

学会大会学術講演梗概集, pp.877-878, 2014.9

11) 近藤，向井，谷，石岡，出水， 茂木，金川，成田，小川，池

14）文部科学省：屋内運動場等の耐震性能診断基準，（社）文教施田：RC 造壁付き架構の構造特性と損傷状態に関する研究 その 3：

設協会， 2006.9

垂れ壁・腰壁付き RC 造袖壁付き柱の構造特性と損傷状態に関する15）（社）日本建築学会：各種合成構造設計指針・同解説，2010.11

実験的研究，第 14 回地震工学シンポジウム，2014.12

16)金子，川股，中井，関口，向井：東北地方太平洋沖地震におけ

12）福山，壁谷澤，向井，諏訪田，田尻，谷，勅使川原，楠：損傷－ 74 －

低減のために袖壁を活用した実大 5 層鉄筋コンクリート造建築物

pp.505-508, 2015.3の静的載荷実験 その 1：研究背景，日本建築学会大会学術講演梗

4）戸松他：鉄骨造置き屋根の RC 架構への定着部の載荷実験（そ概集,pp.361-362, 2015.9の 8．F シリーズ実験概要），日本建築学会大会学術講演梗概集，

13）壁谷澤，向井，福山，加藤，諏訪田，谷，勅使川原，楠：損傷

構造Ⅲ，pp.653-654，2015.9

低減のために袖壁を活用した実大 5 層鉄筋コンクリート造建築物

5）中郡他：鉄骨造置き屋根の RC 架構への定着部の載荷実験 その静的載荷実験 その 2：試験体概要，日本建築学会大会学術講演の 10．F シリーズ実験結果（ベースモルタルの拘束の検討），日梗概集,pp.363-364, 2015.9

本建築学会大会学術講演梗概集，構造Ⅲ，pp.657-658，2015.9

14）加藤，諏訪田，田尻，向井，福山，壁谷澤，濱田，竹中，有馬，

杭：

勅使川原：損傷低減のために袖壁を活用した実大 5 層鉄筋コンク

1）向井他：建築物の地震後の継続使用性に関する阻害要因分析

リート造建築物の静的載荷実験 その 3：加力計画，日本建築学会

その 1～5,日本建築学会大会学術講演梗概集(構造Ⅰ),pp37-

大会学術講演梗概集,pp.365-366, 2015.9

46,2014.9

15）飯塚，出水，前川，有馬，菊田，壁谷澤，向井，谷，勅使川原，

2）金子他：東北地方太平洋沖地震における杭基礎被害の要因分

楠：損傷低減のために袖壁を活用した実大 5 層鉄筋コンクリート

析に向けた検討 その 3, 日本建築学会大会学術講演梗概集(構造造建築物の静的載荷実験 その 4：計測計画概要，日本建築学会大Ⅰ),pp699-700,2014.9

会学術講演梗概集,pp.367-368, 2015.9

3）松本他：軸力を受けるト形部分架構におけるパイルキャップ16）堀，鈴木，濱田，竹中，金川，壁谷澤，加藤，向井，楠：損傷の耐震性能,日本建築学会大会学術講演梗概集,pp445-446,2010.9低減のために袖壁を活用した実大 5 層鉄筋コンクリート造建築物

V 章：の静的載荷実験 その 5：実験結果概要，日本建築学会大会学術講

1）喜々津，向井，加藤，平出，長谷川，谷，柏，飯場：地震後の演梗概集,pp.369-370, 2015.9

継続使用性を確保した新築建築物の設計・耐震性能評価 その 1

17）出水，清井，前川，有馬，成瀬，壁谷澤，向井，田尻，谷，勅

継続使用性に関する要求性能，日本建築学会大会学術講演梗概

使川原：損傷低減のために袖壁を活用した実大 5 層鉄筋コンクリ

集,pp.45-46, 2015.9

ート造建築物の静的載荷実験 その 6：試験体の損傷状況，日本建

2）柏，向井，平出，長谷川，服部，深田：地震後の継続使用性を築学会大会学術講演梗概集,pp.371-372, 2015.9

確保した新築建築物の設計・耐震性能評価 その 2 大地震後の継18）鈴木，出水，有馬，金川，堀，壁谷澤，向井，谷，勅使川原：

続使用性確保のための耐震設計・性能評価手順，日本建築学会大会

損傷低減のために袖壁を活用した実大 5 層鉄筋コンクリート造建

学術講演梗概集,pp.47-48, 2015.9

築物の静的載荷実験 その 8：躯体の残留変位と窓開閉の支障，日3）川瀬，服部，久保田，高瀬，向井：地震後の継続使用性を確保

本建築学会大会学術講演梗概集,pp.375-376, 2015.9

した新築建築物の設計・耐震性能評価 その 3 壁付き RC 造共同19）谷，向井，出水，河野，衣笠，前田：損傷低減のために袖壁を住宅の耐震設計・評価例，日本建築学会大会学術講演梗概集,pp.49-

活用した実大 5 層鉄筋コンクリート造建築物の静的載荷実験 そ50, 2015.9の 13：建築物全体の被災度と地震後の継続使用性，日本建築学会

4）倉田，松岡，長谷川，後閑 ，向井，大高：地震後の継続使用

大会学術講演梗概集,pp.385-386, 2015.9性を確保した新築建築物の設計・耐震性能評価 その 4 立体ト20）(一財)日本建築防災協会：震災建築物の被災度区分判定基準

ラス置屋根構造 RC 造体育館の設計例，日本建築学会大会学術講および復旧技術指針，2001.

演梗概集,pp.51-52, 2015.9

定着部：5）若林，三町，永田，柏，溜，倉持，向井，平出，飯場：地震後

1）山田他：繰り返し荷重を受ける鉄骨置き屋根定着部の実験の継続使用性を確保した新築建築物の設計・耐震性能評価 その 5

鉄骨置き屋根定着部に関する研究 その１,日本建築学会構造系論

杭基礎の耐震設計フローと耐震性能評価方法，日本建築学会大会

文集 第 79 巻 第 705 号，pp.1687-1697，2014.11

学術講演梗概集,pp.53-54, 2015.92）各種合成構造設計指針・同解説，日本建築学会，2011.4

6）永田，倉持，三町，向井，若林，平出，柏，溜，飯場：地震後

3）戸松他：鉄骨造置き屋根の RC 架構への定着部の載荷実験 その継続使用性を確保した新築建築物の設計・耐震性能評価 その 6の 7．E シリーズ実験結果，日本建築学会関東支部研究報告集，

杭基礎を有する学校・共同住宅の耐震設計・評価例，日本建築学会－ 75 －

大会学術講演梗概集,pp.55-56, 2015.9
7）服部：RC 壁を有効利用した場合の庁舎・共同住宅の設計例，建築研究所研究成果報告会資料, 2016.1
8） 日本建築センター：設計用入力地震動作成手法技術指針(案),1992.3.
9）2007 年版建築物の構造関係技術基準解説書, 2007.8.
10）日本建築学会：建物と地盤の動的相互作用を考慮した応答解
析と耐震設計, 2006.
11）吉田：DYNEQ A computer program for DYNamic response analysisof level ground by EQuivalent linear method, 東北学院大学工学部,
http://boh0709.ld.infoseek.co.jp/ , 2008.
12）公共建築工事標準仕様書(機械設備工事編，平成 22 年版)
13）空気調和衛生工学会：建築設備の耐震設計・施工法，1997.8
14）倉田，松岡，長谷川，森田，向井，後閑：日本大震災で被災した鉄骨置屋根構造体育館の屋根支承部の被害分析, 日本建築学会大会学術講演梗概集,構造 I ,p.877-878,2014.9.
15）Francis, A. J.: Analysis of Pile Groups with Flexural Resistance, J. Soil
Mech. And Foundations Div., ASCE, Vol.90, No.Sm3, pp.1-32, 1964.
16）岸田, 中井 : 地盤の破壊を考慮した杭の水平抵抗, 日本建築学会論文報告集, No.281, pp.41-55, 1979.7.
17）酒向, 宮本 : 変動軸力を考慮した杭基礎の地震応答に関する解析的検討, 日本建築学会構造系論文集, No.523, pp.79-86, 1999.9.

－ 76 －