CFT周辺柱を有する３層転倒降伏制振壁の弾塑性性状 [ PDF

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(1)C F T 周辺柱を有する 3 層転倒降伏制振壁の弾塑性性状中嶋圭一郎 1. はじめに. ん断挙動とCFT短柱の曲げ挙動が反映されたものとなり，. 鉄筋コンクリート造の耐震壁の役割は，低層建物の場. これまでに確立されている解析手法によって精度良く推定. 合，大きな水平力を負担することにあり、中層あるいは高. することができる。. 層建物の場合，適切なせん断力の負担と層崩壊を防止する. 各種制振壁の復元力特性に関しては，1層制振壁の実験. ことであると考えられている。「鉄筋コンクリート造建物. により既に検討されている 2)-3)が，実際の建物に多く見ら. の終局強度型設計指針」1）において適用対象となっている. れる連層耐震壁としての制振壁の復元力特性は明らかと. 従来の連層耐震壁の降伏機構としては，図-1に示す3種類. なっていない。そこで本論では，制振壁の開口に関する変. (せん断，曲げ，回転)があるが，いずれの降伏機構におい. 数である幅と位置を実験変数として，繋梁のエネルギー吸. ても復元力特性の定式化時における解析精度,ひび割れに. 収性能，CFT周辺柱の降伏性状，全体の最終的な降伏機構. 対する修復等の様々な問題点を抱えている。. を3層の連層耐震壁を有する試験体の実験により調べる。. 筆者らは上述した背景のもと，図‐1 に示す転倒モーメント降伏機構を形成する制振壁を提案している。降伏機構. 2. 実験概要. を形成する際に塑性化するのは繋梁，周辺柱の4本の短柱. 2.1 試験体. のみであり，壁自体は、顕著な塑性化を生じない。従って，. 試験体は，図‐2 に示す 3 体で，試験体形状は文献 4)の. 復元力特性は複雑な壁の塑性化現象でなく，鋼製繋梁のせ. 解析的研究におけるプロトタイプ建物を参考にして設計した。1 層部と 3 層部の壁板は鋼板とした。実際の建物の場合，試験体の2層部は一般階を代表している。従って，2層部は経済性を配慮しRC造パネルとして，試験体を設計した。1 層部と 3 層部における左右耐震壁のせん断力分担割合が，弾性挙動をする鋼板のひずみ測定により推測できることも，鋼板耐震壁を採用した理由の一つである。実際の設計においても,鋼板耐震壁を採用することは合理的であ. せん断. 曲げ. 回転. ると考えている。. 転倒モーメント. 図‐1 従来の各種連層耐震壁と制振壁の降伏機構立面図. 配筋図. 立面図. H-244×175×7×11. 配筋図 H-244×175×7×11. 244. H-244×175×7×11. 800. H-100×100×6×8. H-100×100×6×8. H-175×175×7.5×11. PL-6mm H-175×175×7.5×11. 鋼板 PL-6mm. 鋼板 PL-6mm. 175. H-175×175×7.5×11. H-175×175×7.5×11. 650 1200. 300. 175 PL-6mm. CFT-175×175×6. 鋼板 PL-6mm. CFT-175×175×6. 650 1200. 400. 2400. 3WCO-1 （σ B=41.1N/mm2）. 400. 600. H-100×100×6×8. 200 200. 1200. H-250×250×9×14. 400. 600. 400. 800. 175 2400. H-250×250×9×14. 400 87.5. 3WSO（σ B=38.3N/mm2 ）. 図‐2 試験体の形状および寸法(単位：mm）. 57-1. 450 87.5. 1200 2400. 3WCO-2 （σ B=41.1N/mm2）. PL-6mm. 175. 175. 150 150. D10@50ダブル. 400. 175 400. PL-6×163×163. H-175×75×7.5×11. 300. 300. 175 800. H-250×250×9×14. PL-6mm. 175. 800. 175. スチフナ 6mm. CFT-175×175×6 鋼板 PL-6mm. 250. 3244. PL-6mm. コンクリート t=175mm H-100×50×5×7. コンクリート t=175mm H-100×50×5×7 スチフナ 6mm.

(2) 本実験の3体の試験体の共通事項を以下に述べる。. に保持し載荷した。水平力は最上層梁に油圧ジャッキを用. 1)制振壁の降伏機構は，繋梁のせん断降伏，周辺柱の柱頭. いて載荷した。載荷プログラムは正負交番漸増振幅繰返し. および柱脚に生じる塑性ヒンジより形成され，その他の. 法を採用し，層間変形角 R=0.25/100rad. から R=2.0/100rad.. 部分の降伏，損傷を防止する設計法を採用した。. まで変位振幅増分 0.25/100rad. ずつ，各変位振幅で 3 回の. 2)周辺柱の柱頭，柱脚に生じる短柱部では，十分な塑性ヒ. 繰り返し載荷を行った。図‐4に測定した主な変位を示す。. ンジ回転能力とせん断耐力が必要とされるため，比較的. 水平力載荷点の水平変位を基礎梁上面から載荷点までの高. 小さな幅厚比（29）を持つ□ -175 × 175 × 6 の鋼管を用. さで除した値を層間変形角と定義した。また，2 本の繋梁. いた CFT 短柱とした。. の部材角，2 層壁板のせん断変形角をそれぞれ測定した。. 3)基礎梁あるいは最上層梁と壁板端面の間に設ける(制振. 短柱および繋梁に生じる塑性ヒンジの位置を部材端面と仮. 壁特有の)クリアランス幅は柱せいと同じ175mmとして. 定し，それ以外の部分を剛体とした場合の水平耐力の算定. いる。これは，柱に形成される塑性ヒンジの確保する条. 式および層間変形角と繋梁部材角の関係式も図‐4に示し. 件の下，できるだけ幅を小さくしてCFT短柱のせん断耐. ている。. 力を高めることを意図している。 4)付帯柱を含む RC 壁は，長方形の RC 柱と考えてせん断. 3．実験結果. 設計した。せん断補強筋(pw=1.6%)は横筋のみとし，主. 3.1 荷重-変形関係と破壊性状. 筋を包含する帯筋状に配筋した。トラス理論で計算した. 図‐5 に各試験体の荷重 - 変形関係を示す。図中の●と. 場合の2層壁におけるせん断強度は，試験体により多少. ■はそれぞれ繋梁と柱脚の初期降伏点を示している。図中. 異なるが左右2 枚の壁板の合計で約1500kNである。. の破線で示す直線は，図‐4 に示す耐力式で求めた転倒降. 3体の試験体のパラメーターは，開口幅と開口位置であ. 伏機構線（メカニズムライン）で，P-δ効果を考慮してい. る。中央開口を持つ 2 体の試験体の相違点は，開口幅でそ. る。耐力算定の支配要因である繋梁のせん断耐力の計算に. れぞれ 300mmと 400mmとしており，開口幅の違いが制振. 用いる鋼材の材料強度として，引張強度σ u を用いた。. 壁の剛性，繋梁の低サイクル疲労性状に及ぼす影響を検討. 3WCO-1 試験体では，正荷重の大変形時(R=1.75/100rad.以. する。開口位置は中央開口と片側開口の 2 種類である。片. 降)に面外補剛装置が試験体の水平変位を拘束するように. 側開口の試験体は，中央開口の 2 枚壁と比較すると，同程. なり，水平力の値が若干大きくなっている。繋梁のせん断. 度の剛性を期待する場合，開口幅を広く取ることができ，. 耐力評価におけるH形鋼フランジの枠効果の影響が多少考. 実用上はこちらが採用されることも想定される。. えられるが，いずれの試験体においても終局水平耐力値は. 片側開口試験体の壁板側の短柱部は，中央開口試験体のそれより大きなせん断力を負担するため，CFT短柱ウェブ. カウンターバランス装置カウンターバランス装置. を補強した。壁が取り付かない柱の繋梁近傍部には曲げ耐. ピンワイヤー. 加力梁. ワイヤー. 力を増大する目的で鋼管フランジを補強した。中央開口試. ピン. テフロンシート. 水平力載荷用PC鋼棒. ピン W. 験体の繋梁にはウェブの座屈防止用に鉛直スチフナを，片. H. ロードセル面外補剛装置ジャッキ(100ton). 側開口試験体の繋梁には，せん断降伏を先行させるために. 面外補剛装置. フランジに補強を施している。. 試験体. 試験体に用いた鋼材は 4 5 0 N/ mm 2 級の SS 材( 鋼管は. W. STKR 材)であり、コンクリートは 38N/mm2 程度の普通コンクリートとした。表‐1 に鋼材の機械的性質，図‐2 にコ PC鋼棒. ンクリートのシリンダー強度をそれぞれ示す。 2．2 加力装置と測定方法. ローラ. 加力装置の概略図を図‐3 に示す。鉛直荷重は柱一本あ. ローラ. H δ. P. P. M't θ Q1 R. MOTM=Hh=Mt+Mc+M't+M'c+Q1L+Q2L-2Pδ. (N/ mm2). (%). (N/ mm2). 328. 0.16. 419. 3WCO- 1. H- 175×175×7.5×11. Flange. 297. 0.14. 433. Web. 327. 0.16. 448. 411. 0.2. 487. Flange. 291. 0.14. 452. Web. 321. 0.16. 476. 408. 0.2. 488. Flange. 291. 0.14. 452. Web. 321. 0.16. 476. Tube(175×175×6) 3WCO- 2. H- 175×175×7.5×11 Tube(175×175×6). 3WSO. H- 175×175×7.5×11. Mt+Mc+M't+M'c+Q1L+Q2L-2Pδ h R=(L/Lcg)θ H=. h. Yield Strain Tensile Stress. M'c. θ. 表‐1 鋼材の力学的性質 Tube(175×175×6). PC鋼棒. 図‐3 加力装置. たり 490kN，軸力比に換算した場合 0.2 程度を実験中一定. Yield Stress. Iビーム. θ. θ. Q１,Q2：繋梁のせん断耐力. Mt. R Lcg L. 図‐4 57-2. Mt,Mc：変動軸力[P±(Q1+Q2)]を考慮に入れた鋼管横補強RC柱脚の曲げ耐力 M't,M'c：鋼管横補強RC柱頭の曲げ耐力. Q2. θ. Mc. 全塑性耐力の計算仮定.

(3) 計算した全塑性耐力値でほぼ評価できている。. 次に3WCO-1試験体の繋梁ウェブに生じた低サイクル疲. 実験経過は，いずれの試験体でも R=0.18/100rad. まで. 労破壊について述べる。制振壁に設ける繋梁には履歴ダン. に繋梁がせん断降伏し，柱脚，柱頭と順に鋼管の降伏が. パーの性能を期待するため，低サイクル疲労破壊は，本質. 確認された。R=1.5/100rad. 時までに柱脚鋼管に局部座屈. 的に避けることの出来ない破壊である。従って，対象建物. が発生するが，水平力の低下は見られず，CFT 柱として. の耐震性能を確保する上で要求される必要累積塑性変形能. の曲げ耐力を維持した。RC パネルにおいて微細なせん. 力に対して低サイクル疲労破壊に至るまでのエネルギー吸. 断ひび割れが生じるが，進展することなく，各種破壊性. 収量(累積塑性変形能力)が十分であるかを検討する。ま. 状を示す大変形時までは安定した復元力特性を示してい. ず，必要累積変形能力について述べる。本試験体の設計時. る。破壊性状は，3WCO-1 では，上下繋梁ウェブに低サ. に参考とした6階建てプロトタイプ建物の各種地震波に対. イクル疲労破壊による亀裂(写真‐1)がそれぞれ生じた. する応答計算結果 4) によると，地震継続時間の長い(120. が、大変形時においても最大耐力の半分程度の水平耐力. 秒)人工地震波を除き，必要累積塑性変形角は 1.1rad. 未満. と軸力支持能力を有している。3WCO-2 および 3WSO で. となった。人工地震派に対する応答結果でも，2.5rad.程度. は，基礎梁と鋼管外側コーナー部から亀裂が生じた(写. である。解析に採用した建物の耐震性能クライテリアは最. 真‐2)。柱貫通型の接合部となっているため，溶接は軽. 大地動速度 50kine の地震に対する最大応答層間変形角. 微な隅肉溶接で十分であるが，試験体には軽微な溶接欠. Rmax=1.0/100rad. 以内とすることである。3WCO-1 試験体. 陥(アンダーカット)が観察されており，これが原因に. の実験で示された上下繋梁の保有累積塑性変形角を図‐7. なったものと思われる。実際の制振壁の場合は避けられ. に示す。累積塑性変形角は，上繋梁で 3.2rad.，下繋梁で. る溶接部亀裂と思われ，文献 2)‐3)の 1 層制振壁実験に. 4.2rad.である。これらの値の差は，両者の繋梁ウェブの破. おいてはこのような亀裂は観察されていない。 . 壊時期が異なっているためである。いずれにしても，本試. 3.2 繋梁の変形. 験体の繋梁の保有累積塑性変刑角は必要累積塑性変形角を. 各試験体の繋梁の部材角と層間変形角の関係を図‐6に. 十分上回っているといえる。. 示す。上下繋梁の履歴性状はほぼ同様なので，ここでは下. 3.3 CFT柱脚のせん断余裕度に関する考察. 繋梁のみ示す。図中の点線は，図‐4 に示す繋梁に生じる. 耐震壁の設計上，重要となるのはそのせん断破壊の防止. 部材角と層間変形角との関係に関する計算値を示してい. である。そのためには，耐震壁の必要せん断力と保有せん. る。これによる繋梁の部材角は層間変形角に対し，3WCO-. 断耐力を明らかにしなければならない。必要せん断力(設. 1試験体で5 倍，3WCO-2試験体で4 倍，3WSO試験体で3.5. 計用せん断力)については，文献4）に検討結果が示されて. 倍となり，各試験体の開口幅で異なるが，実験値と計算値. いる。保有せん断耐力については，CFT短柱のせん断耐力. は同程度の値をとっている。これは，試験体が想定した降. 式について研究が行なわれており，せん断耐力算定式と制. 伏機構を形成することで繋梁に変形が集中し，繋梁が履歴. 振壁に用いた薄肉鋼管を有する CFT 短柱のせん断耐力実. ダンパーとして機能することを意味している。. 験の比較検討が文献 3)において行なわれている。これは，. 800 600. 3WSO. 200 0 -200 -400. -800. 写真‐1 3WCO-1 （R=1.75/100rad.). 柱脚降伏繋梁降伏全塑性耐力. -600. -2 -1.5 -1 -0.5 0 0.5 1 1.5 2 層間変形角(×10-2rad.). 10. -2 -1.5 -1 -0.5 0 0.5 1 1.5 2 -2 -1.5 -1 -0.5 0 0.5 1 1.5 2 層間変形角(×10-2rad.) 層間変形角(×10-2rad.). 図‐5 荷重 - 変形関係. 15 繋梁部材角(×10 -2rad.). 水平力(kN). 3WCO-2. 3WCO-1. 400. 3WCO-1下繋梁. 3WSO下繋梁. 3WCO-2下繋梁. 写真 -2 3WCO-2 （R=1.75/100rad.). 5 0 -5. -10 -15 -2.0. -1.0 0.0 層間変形角(×10. -2. 1.0 rad.). 2.0. -2.0. -1.0 0.0 1.0 2.0-2.0 層間変形角(×10 -2rad.). 図‐6 繋梁部材角 - 層間変形角関係. 57-3. -1.0 0.0 1.0 2.0 層間変形角(×10 -2rad.). 写真 -3 3WSO （R=1.75/100rad.).

(4) 下界定理に基づいて求めた鋼管短柱と無筋コンクリート短. 示している。3WCO-1試験体では前述した理由から，正荷. 柱のせん断耐力を一般化累加して CFT 短柱の軸力 N とせ. 重時の耐力が解析値よりも大きくなっているが，負側荷重. ん断力 Q の相関曲線を求める方法である。図‐8 には，せ. においては比較的精度良く評価できている。各試験体とも. ん断耐力の計算値が最も小さな値となる 3WCO-1 試験体. に，それぞれの破壊性状に起因する耐力劣化を伴うまで. についてのQ-N曲線を示しており，実験値としては各試験. は，最大耐力，剛性は精度良く評価できている。. 体の最大耐力発揮時におけるせん断耐力を，圧縮側柱と引張側柱にその時の左右鋼板耐震壁のせん断力負担割合に. 5. まとめ. 従って分配し示している。3WSO試験体は，片側開口とし. 本論文においては，CFT周辺柱を有する制振壁の弾塑性. た設計としており，壁の取り付く柱脚には，開口側の柱脚. 性状を，実際の建物の中に配置された場合に近い状態で実. の約2倍のせん断力が生じている。各試験体とも，圧縮¥引. 験的に評価することを目的に行った。実験のパラメーター. 張側柱ともに耐力線の内側にあり，いずれの試験体でも. は，制振壁が有する開口幅と開口位置である。実験により. CFT短柱のせん断破壊が発生していないことと一致してい. 得られた結論を以下に示す。. る。したがって，文献 3）に示されているように，CFT 造. 1）制振壁の履歴性状は，設計時に設定した層間変形角の. 周辺柱を有する制振壁の短柱の設計では，圧縮側柱の軸力. クライテリアである1/100rad.以内において，繋梁の変. が充填コンクリートの中心圧縮耐力より小さいことを確認. 形性状と短柱に形成される塑性ヒンジに支配され，履. したうえで，CFT柱2本のウェブのみで設計用せん断力を. 歴ダンパー内蔵型の連層耐震壁として挙動を示した。 2）開口幅が狭く，繋梁に生じる部材角が最も大きくなる. 負担できるようにすればよいと考えられる。. 3WCO-1 試験体においては，繋梁ウェブの低サイクル 4．解析の概要と実験結果との比較. 疲労破壊から復元力特性に劣化が生じた。この時の繋. 解析プログラムは 2 次元 FEM プログラムで，材料およ. 梁の累積塑性変形角は3.2rad.で，既住の解析的研究で. び幾何学的非線形を考慮している。柱梁はファイバーモデ. 得られた必要累積塑性変形角1.1rad.に対し3倍程度の. ルの柱梁要素モデルとし，繋梁のみせん断変形を考慮した. 余裕があることが分かった。. 梁要素を用いている。材料の構成則は，鋼材は大井・高梨. 3）実験において CFT 短柱が負担するせん断力は，鋼管と. モデルとし，C F T 柱のコンクリートは耐力劣化のない. 無筋コンクリートのせん断耐力を一般化累加して得ら. Popovics モデルとした。また壁板は，殆ど弾性的に挙動し. れるせん断耐力を下回り，せん断破壊が観察されな. たことから等価なせん断剛性を有するブレースに置換し. かった実験結果と対応した。本制振壁の主要構成要素. た。. であるCFT短柱のせん断設計は，設計用せん断力に対. 実験と解析で得られた荷重 - 変形関係の比較を図‐5 に. してCFT柱のウェブのみで負担できるようにすれば十分であるといえる。. 水平力（ kN）. 800. 3WCO-1上. 4）実際の建物に制振壁を組み込んだ場合の一般階部分に. 3WCO- 1下. あたる2層壁部分のコンクリートにはほとんどひび割. 400. れが生じず，地震後の修復が簡易なものとなることが. 0. 明らかとなった。これは，従来の並列連層耐震壁の場. -400. 合と大きく異なる点で，損傷制御設計を行う際の制振. -800. 壁の有利な点であるといえる。 0. 100 200 300 400 累積塑性部材角（ ×10- 2rad.）. 0. 100 200 300 400 累積塑性部材角（ ×10- 2rad.）. 参考文献. 図‐7 3WCO-1 繋梁累積塑性変形角. 1）日本建築学会：鉄筋コンクリート造建物の終局強度型耐震設計指針・同解説，1990.11.. 2 3WCO-1 3WCO-2 3WSO 3WSO(壁なし) 一般累加鋼管コンクリート. N/BDcσB. 1.5. 2）崎野健治，上枝豊，日高桃子：転倒降伏耐震壁に関する実験的研究，日本建築学会構造系論文集，No.584， pp.177-184，2004.10.. 1. 3）日高桃子，崎野健治：転倒降伏耐震壁の1層部における. 0.5. せん断性状に関する実験的研究，日本建築学会構造系論文集，No.586，pp.163-170， 2004.12.. 0. 4）日高桃子，二木秀也，崎野健治：制振壁フレームの必. -0.5 0. 要変形能力と設計用応力に関する解析的研究，日本建. 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 Q/BDcσB. 築学会構造系論文集，No613, pp81-87, 2007.3.. 図‐8 CFT 短柱の QN 層間曲線. 57-4.

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