繰り返し荷重を受ける鉄筋コンクリート造耐震壁の弾塑性性状に関する実験的研究 : （その1） 周辺架構がRC造の場合とSRC造の場合との比較

繰り返し荷重を受ける鉄筋コンクリート造耐震壁の

弾塑性性状に関する実験的研究 : （その1） 周辺

架構がRC造の場合とSRC造の場合との比較

著者

徳広 育夫, 三谷 勲, 荒渡 薫, 山崎 達司, 源川

五月

雑誌名

鹿児島大学工学部研究報告

巻

22

ページ

83-115

別言語のタイトル

EXPERIMENTAL STUDIES ON ELASTO-PLASTIC

BEHAVIORS OF REINFORCED CONCRETE FRAMED WALLS

SUBJECTED TO CYCLIC-LOADING : (Part 1)

Comparisons between Shear Wall with Reinforced

Concrete Boundary Frame and that with Steel

Reinforced Concrete Boundary Frame

繰り返し荷重を受ける鉄筋コンクリート造耐震壁の

弾塑性性状に関する実験的研究 : （その1） 周辺

架構がRC造の場合とSRC造の場合との比較

著者

徳広 育夫, 三谷 勲, 荒渡 薫, 山崎 達司, 源川

五月

雑誌名

鹿児島大学工学部研究報告

巻

22

ページ

83-115

別言語のタイトル

EXPERIMENTAL STUDIES ON ELASTO-PLASTIC

BEHAVIORS OF REINFORCED CONCRETE FRAMED WALLS

SUBJECTED TO CYCLIC-LOADING : (Part 1)

Comparisons between Shear Wall with Reinforced

Concrete Boundary Frame and that with Steel

Reinforced Concrete Boundary Frame

繰り返し荷重を受ける鉄筋コンクリート造耐震壁の

弾塑性性状に関する実験的研究

(その１）周辺架構がＲＣ造の場合とＳＲＣ造の場合との比較

徳 広 育 夫 ・ 三 谷 勲 ・ 荒 渡 薫 ＊

山 崎 達 司 ・ 源 川 五 月

（受理昭和55年５月31日） 、【P]mmwmNrALsTuⅢEsoNELAsTo-PLAsTIcBEHAvIORsOFＲＥＩＮＦｏＲｃＥＤ ＣｏＮＣＲＥＴＥＦＲＡＭＥＤＷＡＬＬＳＳＵＢＪＥＣＴＥＤＴＯＣＹＣＬＩＣ−ＬＯＡＤＩＮＧ

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Ｉｔｉｓｗｅｌｌｋｎｏｗｎｂｙｐａｓｔｅａｒｔｈｑｕａｋｅｄamagethattheshearwallsareconsiderablye鮭ctiveasthe structuralelementstoresistearthquakes・Ｉｎｏｒｄｅｒｔｏｂｅｅｆｆｅｃｔｉｖｅｌｙｉｎｕｓｅｔｈｅshearwallsforstrong quakes,elasto-Plasticbehaviorsoftheshearwallsundercyclicloadingshavetobeheld・Uptonow, alargenumberofstudiesonreinforcedconcreteshearwalls（namedRC・shearwall）havebeen presented・Ｂｕｔｍｏｓｔｏｆｔｈｅｍａｒｅｔｈｅｓｔｕｄｉｅｓｏｎｔｈereinforcedconcreteboundaryframeshearwalls・In Japan，almost7storiesthrough20storiesbuildingsaremadeofsteelreinforcedconcrete（named

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designsofshearwallsin“SteelReinforcedConcreteStandard”ｏｆ“ArchitecturallnstituteofJapan” (A､1.J.）recommendtouse“ReinforcedConcreteStandardofA､1.J."、Ithasbeenshowedthatducti‐ lityanddeformationcharacteristicsaftermaximumnstrengthareaffectedtostiffnessandductilityof theboundaryframes・Accordingly，itisassumedthatductilityanddeformationchatacteristicsofthe waｌｌｓｗｉｔｈＳ.Ｒ､Ｃ・boundaryframearedifferentfromtｈａｔｏｆｔｈｅｗａｌｌｓｗｉｔｈＲ.Ｃ・boundaryframe．In thispaper，thefollowingaspectsareinvestigａｔｅｄｉｎｔｈｅＲ.Ｃ・ａｎｄＳ.Ｒ､Ｃ・shearwallsexperiments． ｉ）Load-displacementhysteresis ii）Crackpatternsandcrackpropagation iii）Mechanismofthefailure iv）Interactionbetweenthein-flledpanelsandtheboundarycolumns v）AbSorbedenergyaftercracking vi）Ultimateshearforceandmomentsetc． §１．序 耐震要素として耐震壁が有効であることは過去の震 害例'>により実証されているが，激震に対して耐力壁 を有効に利用するためには，最大耐力以後も含めその ＊Ｋ､Ｋ・横河橋梁 繰返し弾塑性挙動を把握しておく必要がある．従来， 鉄筋コンクリート造（以下ＲＣ造と略記）耐震壁に関 する研究が数多くなされてきたが，その多くは周辺架 構がＲＣ造の場合である2)．我国では７階∼20階建の 建築物の多くは鉄骨鉄筋コンクリート造（以下ＳＲＣ 造と略記）であり，耐横力構としてＲＣ造耐震壁が利 用されているが，周辺架構をＳＲＣ造とした耐震壁に

ロ○一○○刷 8４ (ＲＣ試験体） 関する研究は少ない3) s)．このため，日本建築学会「鉄 骨鉄筋コンクリート構造計算規準｣6)における耐震壁 の設計は同．「鉄筋コンクリート構造計算規準｣7)に準 拠している． 周辺架構をＲＣ造とした既往の研究より，耐震壁 のじん性，最大耐力以後の変形性状は周辺架構の剛性 ならびにじん性に影響されることが明らかにされてい る8)． 従って，ＲＣ造よりじん性が期待できるＳＲＣ造を 周辺架構とする耐震壁のじん性ならびに最大耐力以後 の変形性状は，ＲＣ造を周辺架構とする耐震壁のそれ とは異なるであろうと推察される． 本研究は周辺架構の構造形式，鋼材量，および壁厚 比（＝壁厚／柱幅）が耐震壁の繰返し弾塑性挙動およ びじん性に与える影響を明らかにすることを目的とし て計画したもので，本論文ではその第一歩として， 同一形状寸法で部材の曲げ耐力および軸方向耐力がほ ぼ等しくなるよう設計されたＲＣ造およびＳＲＣ造を 周辺架構とする耐震壁模型を各１体製作し，実験結果 に基づいて,繰返し弾塑性挙動,耐力,等に関してＲＣ 造の場合とＳＲＣ造の場合との比較を行なった． ２ ． 実 験 計 画 2 . 1 ． 試 験 体 本実験に用いた試験体の形状・寸法を図１に，使用 鋼材量を表１に示し，鉄筋および鉄骨組立後の試験体 を写真１に示す．試験体は，はり・柱断面がＢ×Ｄ＝ 20ｃｍ×20ｃｍの架構と，縦・横とも９０ｃｍで厚さ６ｃｍ の壁板を持つ１層１スパンの周辺架構付無開口耐震壁 で，実物大の約1/3のモデルである．実験に用いた試 験体は計２体で，１体は周辺架構がＲＣ造（試験体名 ＲＣＯ１−６)，他の１体は周辺架構がＳＲＣ造（試験体 名ＳＲＣＯ１−６）である．両試験体においては，両者 の変形性状等を比較できるように，壁筋量は等しく， 周辺架構についても終局モーメントおよび軸方向耐力 がほぼ等しくなるように設計されている．尚，ＳＲＣ 試験体における壁筋のアンカーは，約２０ｃｍの６‘の 鉄筋を壁の配筋位置で鉄骨フレームに溶接し，壁筋を それぞれに結束線を用いて緊結した．また，試験体製 作には木製型枠を使用し，基礎部分のコンクリート打 設後数日において，上部のコンクリートを打ち継いだ． 図１（a）試験体の形状寸法 １８００ − ９００ ２００−２５０． 2 5 0 ２ ０ ０

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350 ﾄ造耐震壁の弾塑性性状に関する実験的研究８５ 徳広・三谷・荒渡：繰り返し荷重を受ける鉄筋コンクリ dＯＣ ｌ００

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表２に示す調合割合でコンクリートを練り（60ノミ キサー練り)，試験体を製作した．ＲＣ試験体，ＳＲＣ 試験体とも湿潤状態の被覆布で覆い（室内養生)，ＲＣ 試験体はコンクリート打設後41日（６月∼７月)，ＳＲＣ 試験体は45日（８月∼９月）で加力実験を行なった． 試験体とほぼ同一条件下で養生を行なったシリンダー _)1６ ﹁︲︲Ｉ目 2.2．材料の機械的性質

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○①ぐ Ｉ の圧縮および割裂試験（試験体１体につき８本づつ） より得られたコンクリートの機械的性質を表３に示す． また，鋼材の機械的性質は各鉄筋３本づつ，鉄骨５本 (ウエブ２本，フランジ３本）の引張試験片を製作し て求めた．その結果を表４に示す． なおコンクリートの細骨材には海砂を使用している が，約１ヶ月室外に放置し降雨による塩分除去を行な うとともに，降雨量と塩分含有量との関係を測定した． ３０３０ ｎ ｎ Ｈ-100×５０×５×７ ８Ａ＝11.85ｃｍ２ ‘Pb＝2.96％ 鉄 骨 1１００ 梁 鉄 骨 ○○ｍ Ｈ−１００×５０×５×７ ８Ａ＝11.85ｃｍ２ ，Pb＝2.96％ Ｂ 領 一

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主筋８−，１６，『Ａ＝15.92cm2,,P‘＝3.98％ あばら筋2-6‘＠8０，Ｒ,＝0.35％ 試 験 体 名 ＲＣＯ１−６ − 1800 図１（b）試験体の形状寸法（SRC試験体） 表 １ 使 用 鋼 材 柱 鉄 筋 SRCO1-6 − − − − 主筋４−，１３，，Ａ＝5.08cm2,,Ｂ＝1.27％ あばら筋2-6‘＠8０，Ｂ＝0.35％ 主筋８−，１６，，Ａ＝15.92cm2,,Pb＝3.98％ 帯筋2-6‘＠8０，P鱒＝0.35％ 6‘シングル縦，横＠１００，P,＝0.46％ 壁 ｜ 壁 筋 主筋４−，１３，，Ａ＝5.08cm2,『Ｐ３＝1.27％ 帯筋2-6‘＠8０，Ｒ｡＝0.35％ ︸ ■■８９０。００ ▼・０００︲︲︲し。 ■可 ー；Ｆ Ｉ１ ＩＯ ＩＩ Ｂ’ 八 ロ 。 ▲

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艦！ 8６ ，﹂撞灘識 鹿 児 島 大 学 工 学 部 研 究 報 告 第 ２ ２ 号 （ 1 9 8 0 ） 写 真 １ （ b ） Ｓ Ｒ Ｃ 試 験 体 篇

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3９１０ SＤ３０ 麦 ２ コ ン ク リ ー ト 調 合 表 徳広・三谷・荒波：繰り返し荷亜を受ける鉄筋コンクリート造耐庭壁の弾塑性性状に関する実験的研究８７ ０ 5 ０ １ ０ ０ １ ５ ０ 累 加 降 1 1 : j 耽 ( ｍ 、 ） 図２降雨雌一塩分含有』,I:関係 0.0 A Ｅ 剤 (cc/ｍ３） 砕 石 （kR/ｍ３） セメント（kg/ｍ３） (普通ボルトランド） 砂（kg/ｍ３） （海砂） 水 セ メ ン ト 比 （％） 水 (kg/ｍ３） ス フ ン （c、） その結果を図２に示す．lid図よりわかるように，本試 験体に用いた細骨材の塩分含有量は鉄筋コンクリート 仕様書ＪＡＳＳ５９〕に示されている制限値以下である． 961 １４６ 672 212 2１ 365 謡 表 ３ コ ン ク リ ー ト の 機 械 的 性 質 0.2 ２．４．測定方法 測定装匠の概要を写真２に示す．水平荷重の検出は， オイルジャッキ先端に取り付けられたロードセル（容 量100ton，３０β/to､）を用いて行なった．周辺架構の 各部の変位検出は，摺動型変位計（200浬/ｍ、）１７個 を用いて行なった．変位計は図３，写真２に示すよう に，基礎ばりにボルトで固定された変位測定用フレー ム に 取 り 付 け ら れ て い る ． ま た ， 柱 頭 ・ 柱 脚 部 の 主 筋 ・ 鉄 骨 ， は り 両 端 部 お よ び 中 央 部 の 主 筋 ・ 鉄 骨 ， 壁 0.3

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２．５９×１０５ 22.3 ＲＣＯ１−６ 4０ 214 碧惇紬余碧叫 １．９２×１０５ 21.2 SＲＣＯ１−６ 4２ 215 21.4 表 ４ 鋼 材 の 機 械 的 性 質 ％ 実験に用いた加力装侭を図３に示す．試験体はＰＣ 鋼棒を用いて反力フレームに固定されており，試験体 上部に一定鉛直荷重と繰返し水平力が加えられる．試 験体への水平加力方法は，上部はり両端部を２台のオ イルジャッキ（容量５０ton，100ton）により交互に押 す正負繰返しで，原則として１変位振'幅で５サイクル の繰返し加力を行なう多段定変位振IlW繰返しである (図４参照)．鉛直荷重は，オイルジャッキ２台とＰＣ 鋼棒を用いて２０ton(＝0.238×Ｂ×、×Ｆｃ）ずつの軸 力を両住端部へ加え，ロードセルにより荷重を検出し ながら，その値を一定に保った． 2.3．加力方法 5４１０ ウ ヱ ﾌ ヤ ン グ 係 数 ‘Ｅ（kg/cm2） 伸 び 率 （％）

試験片｜材衝｜降’,(,勘c㎡)点｜；蝋g農鰯)さ

君に紬余碧叩 Ｄ1３ Ｄ1６ 5830 2２．５ ､ 5５００ 4130 鉄 骨 1 ， SＳ４１ １．９６×１０６ 27.6 鉄 筋 3９００ 3720 5２９０ SＲ２４ １．９５×１０６ フ ラ ン ジ 2０．８ 2660 3670 30.3 6｡ 4jjl6I1

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一Ｊ E張 図 ３ 加 力 装 置 司皿； Ｕ 録した．振￨幅Ｒ＝士1.0×10 3rad．とＲ＝±4.0×10-3 rad．における両試験体のひび割れ状況をそれぞれ図 ５(a)，（b)および図６(a)，（b)に示し，両試験体の最終状 況を写真３(a)∼(c)に示す．両試験体の各変位振幅にお けるひび割れ性状の比較を表５に示し，概要を以下に 記す． 両試験体とも変位振幅Ｒ＝±0.2∼0.3×10-3rad､で 板の四隅および中央部の縦・横筋にストレンケージを 貼付し，それぞれの位置でのひず承の測定を行なった． 鹿 児 島 大 学 工 学 部 研 究 報 告 第 ２ ２ 号 （ 1 9 8 0 ）

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図４（a）加力ﾌﾟログラム（ＲＣ試験体）

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８ ＋ ５ １ ０ １ 甲 ２ ０ ２ ５ §３．実験結果およびその検討 3.1．ひび割れ性状 試験体のひび割れは，スケッチ・写真撮影により記 Ｒ(Ｘ１０−３ｒｑｄ.） R(xlOF3rqd） ５ １ ０ １ ５ 2 ０ ２ ５

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壁板にせん断ひび割れが入り，Ｒ＝±1.5×10 3rad・で 柱頭にせん断ひび割れが入った．その後壁板のせん断 ひび割れは変位振幅の増加とともに伸展した．柱頭の せん断ひび割れはＲＣ試験体では繰返し加力数の増 加可とともに量,長さとも増加したが，ＳＲＣ試験体で 写 真 ２ 加 力 裟 枇 お よ び 測 定 装 f ｔ 図５（a）ひび剛れ性状（ＲＣ試験体．Ｒ＝±１．０×10-3rad.） はこれらの増加は緩慢であった．Ｒ＝±4.0∼最終時 の間に，ＲＣ試験体の場合には，柱頭部および壁板の せん断ひび割れが伸展し，壁板のスリップ破壊が生じ た.更に壁板上部のコンクリートがはく落すると柱は 部分的に独立柱となり，柱上部はせん断破壊した（写 真３(a)参照)．ＳＲＣ試験体の場合には，柱頭部のせん 断ひび割れは伸展せず，壁板がせん断破壊してコンク リートがはく然し始め，その後，周辺架構が曲げ破壊 した． へ 、 ノ

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3.2．変形性状 本節では水平荷重一変形曲線，周辺架構の変形,せ ん断塑性係数，繰返し加力に伴う荷重低下，減衰常数 および吸収エネルギー，せん断変形等について検討.を 行う．

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!q劃 ／ 、 3.2.1．水平荷重一変形曲線 ＲＣ試験体およびＳＲＣ試験体の水平荷重（P)一変 形（R）関係をそれぞれ図７(a)および(b)に示す．両図 の縦軸は水平荷重で，横軸ははり材軸線上の水平変位 を試験体の階高（柱脚よりはり中心線までの長さ）で 割って求めた柱の部材角である． 両試験体ともせん断ひび割れが発生したときの部材 角はＲ＝0.2∼0.3×10-3rad、であった（表５参照)． 図７(a)，（b)からわかるように，この変形量を越える領 域からＲＣ試験体，ＳＲＣ試験体とも水平荷重一変形 関係の包絡線の剛性が徐々に低下している．耐力低下 ／〆 ／ 徳広・三谷・荒波：繰り返し荷重を受ける鉄筋コンクリート造耐震壁の弾塑性性状に関する実験的研究８９

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図５（b）ひび割れ性状（SRC試験体．Ｒ＝±1.0×10-3rad.） 9０ 付近で現われｊ水平荷重'Ｐは正側４１．８ton，負側４３．０ tｏｎである（図７(a)中に↓印でPma龍が推定されたと きの変形量を示した)．一方，ＳＲＣ試験体ではＲ＝± 4.3×10 3rad．で正側４３．８tｏｎ負側４８．７tｏｎである (図７(b)中に↓印でＰ…が測定されたときの変形量 を示した)． 更に最大耐力点以後の包絡線における剛性低下は， SRC試験体に比べＲＣ試験体の方が急激である．こ の差は，ＲＣ試験体ではせん断ひび割れが大きくなる ことにより崩壊に至り，ＳＲＣ試験体では曲げによる

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鹿 児 島 大 学 工 学 部 研 究 報 告 第 ２ ２ 号 （ 1 9 8 0 ）

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9２ _{鹿 児 島 大 学 工 学 部 研 究 報 告 第 ２ ２ 号 （ 1 9 8 0 ）} ﾜ ェ 一 ∼ - 乱 ＝ 堂 私 ： 唖

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夢 唾 血欝』 写真３（b）股終時（SRC試験体） 写 真 ３ （ c ） 実 験 終 了 後 の 架 柵 内 の 鉄 骨 （ S R C 試 験 体 ）

±4.0 ∼ 最終時 壁上部でスリップ破壊が起こり，その結果，柱と柱の 間のコンクリートが完全にはく落し，柱が部分的に 独立柱となった． はりせん断ひび割れが伸展した． 柱加力側柱と反対側柱にも，加力側柱と同方向のせん 断ひび割れが入り，ひび割れが交差したものとなっ た．その後，ひび割れが大きくなりせん断破壊した． 表 ５ ひ び 割 れ 性 状 の 比 較 壁周辺架構との境界部のコンクリートがはく落した． 特に，上部隅角部付近のコンクリートのはく落が甚 だしい、 はり．曲げ圧縮側は圧壊し，曲げ引張側には曲げひび割 れが発生した． 柱両柱脚部の曲げひび割れが大きくなり，曲げ圧縮側 が圧壊した．主筋に沿って垂直なひび割れが発生し た．

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壁短いひび割れが壁板全面に多数発生した． はりせん断ひび割れが発生した．

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壁ひび割れ幅も大きくなり，正・負各方向の大きなひ び割れは３本ずつの線上にあると見なせる．

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3０ 9４ Ｒ ひび割れが大きくなることにより崩壊に至った（表５ 中，最終時参照）ことから，崩壊形式の差によるもの であろうと推察される． 3.2.2．周辺架構の変形 各変位振幅Ｒのときの周辺架構の変形を図８(a)，（b） ．＋Ｐｍｄｘ 刀

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図７（a）水平荷重（P)−変形角（R）の関係（ＲＣ試験体） -１ ．Ｐ (↑画1） ４０

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図８（a）周辺架構の変形（ＲＣ試験体） 徳広・三谷・荒渡：繰り返し荷重を受ける鉄筋コンクリート造耐震壁の弾塑性性状に関する実験的研究９５ に示す．（a)図および(b)図はそれぞれＲＣ試験体およ びＳＲＣ試験体の場合である．なお，端部を除くはり ３分割点では，鉛直方向の変形だけを測定したが，便 宜上はり中央部の制御用変位計による水平移動量だけ 水平移動して描いた．図８(a)，（b)において，はり端部 の矢印は水平加力方向を，周辺架構内の矢印は柱が壁 から受ける力の方向を示している． 図８(a)，（b)より，曲げ引張り側柱の柱脚部近傍の変 形量と曲げ圧縮側の柱脚部近傍の変形量とを比較する とＲＣ試験体，ＳＲＣ試験体ともに曲げ圧縮側の柱脚 部近傍の変形量が大きいことがわかる．この原因とし て，壁板の圧力場による力が，図８(a)，（b)両図中に矢 印で示す方向に作用し，曲げ圧縮側柱の柱脚部近傍で は変形を大きくし曲げ引張り側柱の柱脚部近傍では変 形を拘束している事が挙げられる．水平加力によって 両試験体とも，曲げ引張り側柱は伸びる．しかし,ＲＣ 試験体の曲げ引張り側柱の伸びはＳＲＣ試験体のそれ に比べて僅かである事が，はり端部の鉛直方向の変形

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図８（b）周辺架橋の変形（SRC試験体）

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量からわかる．またＳＲＣ試験体の変形は，ＲＣ試験 体に比べ変位振幅が大きくなっても相似性を保ってい るが，ＲＣ試験体では柱にせん断ひび割れが貫通する と曲げ引張り側柱の柱頭とその下の測定点の相対変形 量が大きくなり（図８(a)中，Ｒ＝2.20×10-3rad・時以 後の変形参照)，ＳＲＣ試験体の変形と異なることがわ かる． _{(a）曲げ型 (b）せん断型} 図 ９ 骨 組 の 変 形 3.2.3．せん断変形 せん断と曲げを受ける試験体の層間変位５は，せ ん断型の変形6s(対角線長が不等，図９(a)参照）と曲 げ型の変形姥(対角線長が等しい，図９(b)参照）との 和であると考えることができる．本実験では,柱･はり の両交点で水平変位と鉛直変位を求め，これより，図 10に示す対角線長さの変化６，，６２を求め次式により 6ｓを求めた．

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上記の方法により求めた６sと水平変位６の比５s/６ と変位振幅Ｒとの関係を図11に示す．同図中●印およ び○印は共にＲＣ試験体の場合で，それぞれ正およ び負荷重の場合である．▲および△印は共にＳＲＣ試 験体の場合で，それぞれ正および負荷重の場合であ る．

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６‘：せん断型の変形による水平変位 ３１：対角線の縮み（負） ６２：対角線の伸び（正） 図１０せん断型の変形と対角線方向の変形 ０ 】【 鹿 児 島 大 学 工 学 部 研 究 報 告 第 ２ ２ 号 （ 1 9 8 0 ）

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徳広・三谷・荒渡：繰り返し荷重を受ける鉄筋コンクリート造耐震壁の弾塑性性状に関する実験的研究９７ U ２ 図11より，変形６はＲＣ試験体，ＳＲＣ試験体とも にそのほとんどがせん断型の変形６ｓであり，変位振 幅Ｒによる６s/６の値の変動は少ないことがわかる． ことが，図12よりわかる． 3.2.5．せん断塑性係数 各変位振幅Ｒとせん断塑性係数β'0)の関係を，図１３ に両対数表示で示す．βは次式によって求めた．

β=(綴‘……(１）

3.2.4．繰返し加力に伴う荷重低下 変位振幅Ｒ＝0.4,1.0,2.0,3.0×10 3rad・で５回 ずつの正負繰返し加力を行なった．各変位振幅の２回 目以後の荷重(Rj）と初回の荷重(R､）の比Ｒｆ/Roを 各変位振幅ごとに，図12に示す． 繰返し加力に伴う荷重低下率は，図12からわかるよ うにＳＲＣ試験体では繰返し変位振幅に拘らず10∼２０ ％（ただし，繰返し回数５回)，ＲＣ試験体では5∼１５ ％（ただし，繰返し回数５回）の範囲にある．従って， 本実験に限れば，繰返し加力に伴う荷重低下は，周辺 架構形式による差は少ないが，周辺架構がＳＲＣ造の 耐震壁に比べＲＣ造の場合の方が，荷重低下率はや や少いなといえよう．サイクル数の増加に伴う荷重低 下は，ＲＣ試験体．ＳＲＣ試験体とも，その過半が１サ イクル目と２サイクル目との間で生じており，２サイ クル目以後の繰返し加力に伴う荷重低下は緩慢である

（Q/R)‘"瓜=・端……(2)

＝6.67×10‘(TON/R） ‘Ｇ：コンクリートのせん断弾性係数 Ａ”：壁厚×柱心心距離 Ｋγ”：断面形状で決まる係数 変位振幅Ｒ＝3.2×10 3rad．付近までは，βは周辺 架構形式および加力の正負に拘らず，ほぼ同じである． 両試験体とも最大耐力後，βは急に低下するが，その 低下はＲＣ試験体の方が顕著である．この事は，前 述の水平荷重一変形曲線における最大耐力後の両試験 体間での差と対応している． 3.2.6．減衰常数および吸収エネルギー ＣＣ Ｒ ＲＳ 変位振幅Ｒと減衰常数〃の関係を図14に示す．減 衰常数〃は，同図中の式で求めた．図中の式におい て，２３４等は２３４等で囲まれた面積を表わす．変位振 幅Ｒと吸収エネルギー４Ｗの関係を図15に両対数表 示で示した．図14,図15中の線で結ばれない○・●両 印は，それぞれ定変位振幅下で５回の繰返し加力を行 なった時の２∼５回目のＳＲＣおよびＲＣ試験体の実 験値である． 各変位振幅第一サイクル目の実験値より得られた減 衰常数〃は，ＲＣ試験体においては変位振幅Ｒの増 加と共に増大する傾向にあるが，ＳＲＣ試験体におい ては，Ｒ＝2.5×10 3rad・で最低値を示している．両 試験体ともＲ＞3.0×10-.3rad・の範囲で，〃の値に著 しい増加が承られる．定変位振幅下においては，減衰 常数〃はサイクル数の増加と共に減少する．この傾 向は，Ｒが小さいほど顕著である（図14参照)． 図15からわかるように吸収エネルギー４Ｗは，両 試験体間において差はほとんどなく，定変位振幅にお いては減衰常数〃の場合と同様，サイクル数の増加 と共に４Ｗの値が減少する． (％） 】【 ３ 弓【 3.2.7．増加面積 各変位振幅Ｒにおける両試験体の増加面積を無載荷 宮 ４ ５ CycIes 図１２繰返し加力に伴う荷重低下

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3.3.2.曲率 徳広・三谷・荒渡：繰り返し荷重を受ける鉄筋コンクリート造耐震壁の弾塑性性状に関する実験的研究９９ ら無載荷時の面積を差し引いて求めた． 増加面積は最大耐力付近では0.1％前後である．又， この範囲では直線的な増加を示し，Ｒにほぼ比例して いる．最大耐力後，ＲＣ試験体では急激に増加してい るが，ＳＲＣ試験体ではＲＣ試験体ほど著しい増加は 承 ら れ な い ｄＷ（ＴＯＮ｡c、） ４ＱＯ 柱およびはり各部の曲率と変位振幅Ｒとの関係をそ れぞれ図19および図20に示す．両図とも(a)はＲＣ試 験体の場合であり，（b)および(c)はＳＲＣ試験体の場合 でそれぞれ鉄筋および鉄骨のひずゑ度より求めたもの である． IＯＤ 3.3．ひずふ性状 ここでは，鉄筋および鉄骨に貼付したＷ､S､Ｇ､より 得られた測定結果にもとずいて，両試験体のひずゑ分 布状況の比較を行なう． 3.3.1．軸方向平均ずみ度 柱頭･柱脚部の軸方向平均ひずゑ度(各振幅最大変位 時）と変位振幅Ｒとの関係を図17(a)∼(c)に示し，はり 端部のそれを図18(a)∼(c)に示す．図１７，１８とも(a)は ＲＣ試験体の場合であり，（b)および(c)はＳＲＣ試験 体の場合でそれぞれ鉄筋および鉄骨に貼付したＷ､S、 G、より得たものである． ＩＣ

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０．１ ＯＯｏＩ ０．１ １．０ −，Ｒ（ｘＩＯ５） 図１５吸収エネルギー ０ 壁筋のひずぷ度(各振幅第一サイクル目の最大変位 時）と変位振幅Ｒとの関係を図21(a)∼(f)に示す．（a)∼ (c)はＲＣ試験体の場合で(d)∼(f)はＳＲＣ試験体の場 合である． 3.3.4．ＲＣ試験体とＳＲＣ試験体の比較 ＲＣ試験体とＳＲＣ試験体との顕著な差は，柱頭部 の曲率である．すなわちＲＣ試験体の曲げ引張側柱 の柱頭部の曲率はＲ＝±2.0×10-3rad・近傍を境とし てその傾向が大きく変わる（図19(a)中，−●−●−お よび…○…○…参照）がＳＲＣ試験体の場合は最終変 形に至るまで変らない（図19(b)中，一●一●一および …○…○…参照)．これは写真３(a)からわかるように ＲＣ試験体では，柱頭部にせん断亀裂が発生（R＝2.0 ×10 3rad，したため，せん断亀裂発生前と発生後で は柱のたわぷ形が変化したためであると推察される．

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3.3.3．壁筋のひずみ度 一 一 Ｒ 収 阿 g ） 図 １ ６ 増 加 面 積 Ｊ Ｏ ひ ー ｌ Ｕ Ｚ Ｏ ａ − Ｏ ４ ０ ５ Ｃ 時の面積に対する百分率で，図16に示した．増加面積 は，各変位測定点および両柱脚（変位はない）をかど とする台形又は三角形に分割し，面積を求めその値か ｜ロ’ 。 ﹀〃 口一 ,』〃 一一 〃 ﹄’

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鹿 児 島 大 学 工 学 部 研 究 報 告 第 ２ ２ 号 （ 1 9 8 0 ） 図１７（b）柱頭・柱脚の軸方向平均ひずふ度（SRC試験体・鉄筋）

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図1８（a）はりの軸方向平均ひずみ度（ＲＣ試験体）

徳広・三谷・荒渡：繰り返し荷重を受ける鉄筋コンクリート造耐震壁の弾塑性性状に関する実験的研究１０１

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徳広・三谷・荒渡：繰り返し荷重を受ける鉄筋コンクリート造耐震壁の弾朔件性状に関する実験的研究１０３ 図17∼図21に基づく両試験体の詳細な比較を表６お よび表７に示す．表６は柱およびはりに関するもので， 表７は壁に関するものである． また，柱の軸方向平均ひずゑおよび壁縦横筋のひず ゑの概要を図22に示す．同図中⑦および◎は，それぞ れ大勢としてひず象が引張りおよび圧縮であることを 表わす．同図より，曲げ引張り側（載荷側）柱の柱頭 と曲げ圧縮側柱の柱脚を結ぶ対角線の領域で壁筋ひず １１︲︲ Ｈ − ６ 一 色

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図1９（b）柱頭・柱脚の曲率（SRC試験体・鉄筋） 図1９（a）柱頭・柱脚の曲率（ＲＣ試験体） 3.4．耐力に関する検討 ＲＣ試験体とＳＲＣ試験体の崩壊形式の違いは，写 真３(a)∼(c)から明らかなように，ＲＣ試験体は壁も架 構もせん断破壊しているが，ＳＲＣ試験体では，壁は せん断破壊であるが架構は曲げ破壊している点である． この差異を以下に示す計算によって検討する． 両架構の耐力を曲げ終局強度式と許容せん断力式に 基づいて算出する．架構の曲げ終局強度の算定に際し て，鉄筋コンクリート部分についてはＲＣ規準書7〕 (付20.42)，（付20.43）の両式を使用し，鉄骨架構に ついては部材端部に塑性ヒンジが形成された状態を想 定した． 鉄筋コンクリート断面の終局曲げモーメントは はりＲｃｊＷ＝0.9.α,･ぴy･ａ……(3) 柱ＲｃＭｈｃ＝０．８．α'･ぴy･Ｄ＋0.5Ｎ．Ⅳ．， ．(１−Ｍ６．，．足）……(4) 図1９（c）柱頭・柱脚の曲率（SRC試験体・鉄骨） 承は大勢として引張となり，同図中斜線を入れた部分 が圧縮となっていることがわかる．これは，図22中斜 線を入れた部分には一方向ひび割れの承が生じている (図５参照）に対応している． Ｂ Ａ ＲＣＯｌ−６ ＡＥ−ＢＥｄ (ｘｌＯｒ５） 2４ 2０

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図2０（a）はりの曲率（RC試験体） 104 図２０（b）はりの曲率（SRC試験体・鉄筋） 鹿 児 島 大 学 工 学 部 研 究 報 告 第 ２ ２ 号 （ 1 9 8 0 ） Ｉ

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図2１（a）壁板中央部の鉄筋のひずみ度（ＲＣ試験体）

徳広・三谷・荒渡：繰り返し荷重を受ける鉄筋コンクリート造耐震壁の弾塑性性状に関する実験的研究１０５

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図2１（e）壁板上部の鉄筋のひず承度（SRC試験体） 徳広・三谷・荒渡：繰り返し荷重を受ける鉄筋コンクリート造耐震壁の弾塑性性状に関する実験的研究１０７ 、 図２１（｡）壁板中央部の鉄筋のひずふ度（SRC試験体）

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§

図２２ひず承分布の概要（RC,ＳＲＣ試験体共通） こ こ に ， α ' ： 引 張 り 鉄 筋 の 断 面 積 易 ： 鉄 骨 の 塑 性 断 面 係 数 ;錘i識濡畿、 ⑦ み の ： 降 伏 応 力 度 で 得 ら れ る か ら ， 架 構 の 終 局 耐 力 は ， 材 端 部 に 塑 性 上 ６ ： 曲 げ 材 の 幅 ソ ジ が 形 成 さ れ る 事 を 考 慮 し て 次 式 で 求 ま る ． α：有効丈

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R＝±6.0×10-3radまでは圧縮 ずみはわずかに増加している． の後減少し，引張ひずふとなっ いる． 均ひずゑ 軸方向平 表 ６ 主 筋 の ひ ず ふ の 比 較 （ 柱 ・ は り ） 柱 引張ひずみで最大耐力点まで増 加し，最大耐力点を越えるとほぼ 一定を保った後に減少する． 試 § 金 錘 詞 叱 画 毒 １ ａ 負側に大きな変化を与えたため R＝＋6.0×10-3radで急激な変化 が生じているが，引張ひずみで最 終まで増加していると言える．

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加している． 最終近く（8.0×10-8rad）まで 引張ひずみで増加している． ひずみ 軸方向平均 柱

力驚麟鰯聖悪杢壷｜Ⅸc試験体と同じ傾向にある

Ｒ＝＋6.0×10-3radまでは変位 振幅の増加と共にわずかに増加し ている． 曲げ引張側柱︵水平加力側柱︶ 負側に大きな変化を与えたため，Ｒ＝＋6.0×10-器ａｄで急激な変化 が生じている．図3.3.1(b)･(b)参照 頭

曲率

引張ひず承でわずかに増加して いる．Ｒ＝±2.0×10 3rad.では引 張ひずふが減少した．

曲率

_{変位振幅の増加とともに増加し} ており，直線的である．はりの他 の２ケ所とは逆向きの曲率である． 他の部分に比べて最も大きく， 最終まで増加している．鉄筋より 求めた曲率よりも大きく，最大耐 力点で約２倍である． 曲げ引張側柱の柱脚と曲げ圧縮 側柱の柱頭に比べて大きく，最終 まで増加している． Ｒ＝±2.0×10-3rad付近まで増 加し，この点を越えると減少しは じめる．この原因は表外で述べる．

曲率

部 曲げ引張側柱の柱頭部と曲げ圧 縮側柱脚部に比べて小さいが，変 位振幅の増加と共にわずかに増加 している． 柱 頭 に せ ん 断 ひ び 割 れ が 入 る (R＝±2.0×10-3rad.）までは圧 縮ひずゑでわずかに増加している が，その後は圧縮ひずみが減少し ている． 変位振幅の増加とともに増加し ている．はりの他の２ケ所とは逆 向きの曲率である． Ｒ＝±3.5×10-3rad・まで変位 振幅とともに増加し，以後減少す る．Ｒ＝±2.0×10-3rad・で，曲 率が逆転している． Iま

曲げ引張柱側

引張ひずふで最終まで増加してい る． 圧縮ひずふであり，大勢として わずかに減少している． 部 均ひずみ 軸方向平

柱脚部

曲率

圧縮ひずみでわずかに減少し， 最大耐力点付近より引張ひずゑと なり，以後は引張ひずみで増加し ている． 圧縮ひずみで最大耐力点付近ま で一定を保ち，この点を越えると 圧縮ひずゑが減少し，引張ひずみ になっている． Ｒ＝3.5×10-3radまで，わずか に増加しＲ＝±6.0×10-3rad・ま で減少している． 頭 ‘鉄筋のひずみと同様である． Ｒ＝土6.0×10-3radまでは変位 振幅の増加と共に増加している．

ひず承

軸方向平均 Ｒ＝±1.0×-8rad・まで圧縮ひ ずゑでわずかに増加しているが， その後は圧縮ひずが減少し最大耐 力点付近より引張ひずみになって いる．Ｒ＝±2.0×10-8rad、では， 圧縮ひずふが急に増加した． 軸方向平均ひずみ

柱脚部

ＲＣ試験体と同じ傾向にある． 最大耐力点まで圧縮ひずゑでほ ぼ一定であり，最大耐力点を越え るとわずかに減少している． 徳広・三谷・荒渡：繰り返し荷重を受ける鉄筋コンクリート造耐震壁の弾塑性性状に関する実験的研究１０９

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曲げ圧縮側柱

110 菱 i ま 一 定 を 甥 ａｄ･で掴ZZ〃し､台曲 ここに， _{＝6.ｊ･{1.5．九十0.5.鋤(Ｅ､-0.002)｝} ……(11） γ：開口による低減率（ここではγ＝ １ ） Ｒ＝±6.0-3rad・まで，変位振 幅の増大とともに増加し，以後は， わずかに減少している．

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一定を保っている． Q"：無開口壁板の壁筋が負担できる許容 水平せん断力＝Ｐ３･#･ﾉ'･虎…(１０） Ｑｃ：壁板周辺の柱（１本）が負担できる 許容せん断力 』Ｌ Ｒ＝±2.0×10-8rad・で引張ひず ふが減少したが，大勢として変位 振幅の増加とともに引張ひず承で 増加している． 変位振幅の増加とともに引張ひ ずみで増加している． 鉄筋のひずふと同じ傾向である． 均ひずゑ 軸方向平

曲げ圧縮柱側

横筋

_{Ｒ＝±4.0×10-8md・まで小さな引張ひずみでほ} ぼ一定である． 変位振幅の増加とともに増加し ているが，Ｒ＝±4.0×10-8rad・を 越えるとＲ＝±8.0×10-8rad・ま で急激に増加している．

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表 ７ 壁 筋 の ひ ず ふ の 比 較 Ｒ＝±2.0×10-8rad・まで小さな引張ひずふでほ ぼ一定であるが，その後，圧縮ひずゑで増加してい る． 』１ Ｒ Ｃ 試 験 体 S R C 試 験 体 J ､ 位 振 ､ 園 と と 忠 に 増 菰 ［

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壁上部

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曲げ引張柱側

図3.3.4(b）の‘③一Ｈ’は最大耐 川

壁下部

藷￨を蕊蕊巽蛎濡ImL最大耐力点｜引張ひずみで最大耐力点童で増加している

眉 Ⅱ ｕ し ． つ そ C f ﾉ 掴 2 W 工 阻 ﾕ ｄ ･ 室 一 で 狼 圧縮ひずゑでほぼ一定を保っているが，Ｒ＝± 6.0×10-8rad・以後増加している．一定を保ってい る時の圧縮ひずふは，ごくわずかである． ﾕ ｕ ・ エ ビ ラ ロ 垂 図3.3.4(a)中の‘①−V’は引張ひずゑで増加し ている．‘②一V’はＲ二一3.5×10-8rad・までほぼ 一定の圧縮ひず承であるが，以後に，引張ひずふで 増加している． 鹿 児 島 大 学 工 学 部 研 究 報 告 第 ２ ２ 号 （ 1 9 8 0 ） 横筋

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曲げ圧縮柱側

壁上部

小さな引張ひずゑでほぼ一定を保っている． 引張ひずふで最大耐力点付近まで増加し，以後は 減少している．この引張ひずみは，曲げ圧縮柱側と なる時の引張ひずふより小さい．

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徳広・三谷・荒渡：繰り返し荷重を受ける鉄筋コンクリート造耐震壁の弾塑性性状に関する実験的研究１１１ ＃：壁板の厚さ Ｊ：壁板周辺の柱中心間距離 ｊ′：壁板のうちのり長さ Ｒ：壁板の直交する各方向のせん断補 強筋比 九：コンクリートの短期許容せん断応 力度 災：壁筋のせん断補強用短期許容引張 応 力 度 ノ：曲げ材の応力中心間距離 ”た：あばら筋または帯筋のせん断補強 用許容引張り応力度 Ｐｂ,：あばら筋比または帯筋比 ＳＲＣ試験体の許容水平せん断力（Q）も同様である が（9-2）式中Ｑｃが次式で求まる． Ｑ ・ ＝ s Q c ＋ R c Q c … … ( 1 2 ） ｓＱｃ：鉄骨部分の許容せん断力 RCQc：鉄筋コンクリート部分の許容せん断力で 次式のうち小さい方 RcQc＝6.ﾉ(1．砿十0.5"た．P胸)…(13）

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以上の耐力算定式に基づいて求めた架構の耐力および (実験で得られた最大耐力）一（架構の耐力）が壁板の 耐力であるとして求めた結果を表８に一括して示す． なお許容せん断力式に基づく耐力算定に際し，え,災 等材料の強度は表３および４中に示す値を用いた． 表８に示すようにＲＣ試験体では，曲げ終局強度 式に基づいて算定される値，RCQc，より，許容せん断 力式に基づいて算定される値ＲｃＱｃ２の方が低いから RcQc2を架構の耐力と考えるのが妥当である．ＳＲＣ試 験体については，柱脚部での曲率（図19(b)参照）と試 験体下部での曲率｛＝（両柱脚部の軸方向平均ひずふ の差)／（両柱間隔)｝との比をひずゑ測定結果によっ て求めると約１０：１であり，また両柱断面内で引張り 側と圧縮側の鉄筋・鉄骨のひずゑの差が大きいことに より柱断面内で降伏していると承なすことが出来る． さらに，曲げ終局強さ式より決定されるＳＲＣＱｃ１の方 がSRCQ‘２より低いことからSRCQclを架構の耐力と考 えるのが妥当である．従って，壁板の負担せん断力は ＲＣ試験体の場合30.5ｔｏｎＳＲＣ試験体の場合31.3tｏｎ と推定される． 耐震壁の壁板の耐力を現行の規準では，「せん断ひ び割れが壁板の全面に発生している状態を想定して｣7)， 壁板コンクリートの負担できる許容せん断力Ｑ"を与 えており，これは安全側の規定ではあるが，コンクリ ートの負担せん断力がどの程度のものか把握しておく ことも必要であろうと思われる．そこで，壁板の耐力 (Q"）を壁筋の負担するせん断力（,Q,‘）と壁板のコン クリートの負担するせん断力（ｃQ"）との累加の式で 表わすと次の様になる． Ｑ " ＝ 『 Q " ＋ ｃ Q ” … … ( 1 5 ） ，Q"＝Ｒ･＃．J'･乃 ＣＱ"＝Ｋ･＃･ﾉ'･凡 Ｋ：係数 実験条件［Ｒ＝0.47％，＃＝6cm，ノ'＝90cm，災＝2.658 ton/cｍ２，Ｆc＝0.210ton/cm2］を用いると， 『Q"＝6.7tｏｎ と な る の で ＣＱ"＝23.8∼24.6tｏｎ お よ び Ｋ＝0.21∼０．２２ が得られる．ここで，コンクリートの引張応力度が約 凡/'０であることを考えるとＫ･尾は大きな値である ことがわかる．これは，周辺架構の拘束効果によるも のであろう． 次に実験最大耐力に関して既往の研究結果との比較 検討を行なう． ＲＣ試験体はせん断破壊であったので，せん断最大 耐力に関する２つの提案式（修正大野・荒川式，およ び菅野式）による計算値との比較を行ない，ＳＲＣ試 験体は曲げ破壊であったので，最大曲げ強度略算式に よる計算値との比較を行なう． （a）ＲＣ試験体の耐力の算定 （α1）修正大野・荒川式１１)による場合 せん断最大耐力ＲＣＱｍは

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記号は図23および下記の通りである． ６｡：架構付壁板を材丈の等しい等価な矩形断 面におきかえた場合の幅（c､） ｊＶｂぴ｡：それぞれ壁に作用する全軸力（kg）と平 均軸方向応力度（kg/cm2） Ｒ‘：６‘を厚さと考えた場合の水平せん断補強 筋比（％） ぴｓｙ：壁筋の降伏応力度（kg/cm2）

︼︼画 表８耐力算定

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厨詞耶汁惟Ｈ桃当事器鑑咋

ア１／

aｍ−Ｌ−Ｒｃｑ 謎雷叩︵こぎ︶ ＲＣ試験体 (実験最大耐力 RＣ 凡.ｪ＝43.0ton） SRC試験体 (実験最大耐力 ＳＲＣ Ｒｎ｡ｪ＝48.7ton） 基づく場合 架構の耐力を曲げ終局強さ式に ｈ

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十 架構の耐力（2．RcQ‘１）［(7)式参照］ 2･RcQc1＝19.5toｎ 壁板の耐力（Q",） Ｑ"１ 一一 ＲＣ Raz-2RcQc,＝23.5toｎ ＝ RCPmaX Ｑ”１ ｈ ＋ ＝ ＳＲＣ ＰｍａＸ Ｑ'四１ 架構の耐力（2.sRcQ,）［(8)式参照］ 2．sRcQ､1＝17.4toｎ 壁板の耐力（Q画,） Ｑ画１ 一一 ＳＲＣ Ｒｎ‘恵一2sRcQ‘,＝31.3toｎ (注）終局曲げモーメント又は全塑性モーメントの算定に際し一定軸力（20ton）を考慮している． 基づく場合 架構の耐力を許容せん断力式に ｈ 十 ＝ ＲＣ Ph， aＸ Ｑ抑２ 架構の耐力（2.RcQ●2）［(11）式参照］ 2.RcQc2＝12.5toｎ 但し（Ｒ,-0.002）はＲｏとした． 壁板の耐力（Q"2） Ｑ画2＝RcPhax-2RcQ置2＝30.5toｎ ｈ

上

Ｃ ＋ 一SRCPmax ー Ｑ”２ 架構の耐力（2．sRcQ‘2）［(12）式参照］ 2.sRcQc8＝２（sQc＋RcQ‘2)＝32.4toｎ 壁板の耐力（Q画2） Ｑ”２ 一一 SＲＣ Pb･重一2.sRcQc2＝16.3toｎ

図２４記号の説明 Qc：コンクリートの負担せん断力 Ｑｃ＝Ｑｄ･Ｉ/Ｌ Ｌ：斜材長 Ｑｄ＝α･＃2.足 αは厩が５．６を越えるときは５．６であ り，丘が５．６以下のときはα＝αである． 厨＝{2Ag･cぴj,十島･ａｙ｡Ａ"(1-1/ｽ2)＋』V） ×ﾍ/Ｈ･ｽ2.ﾉ/(2足･ｵ｡Ａ"） ＝50.0（to､） が得られる．実験最大耐力sRcPboox(＝48.7ton）との 比は， sRcPbax/Qy＝０．９７ となる． 既往の研究によれば，終局強さは（'8）式より得ら れる値の1.2∼1.4倍となる'3)．従って，本実験結果 Pi‘：100×α‘L/6‘‘（％） α,Ｌ：引張側柱筋断面積（cm2）

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， Ａｇ：柱筋断面積 ｃぴｙ：柱筋降伏強度 スーノ/〃 Ａ"＝＃･ノ Ｑｓ：壁筋負担せん断力 Ｑｓ＝Ｐ"･びy･紬 実験条件［Ag＝15.92(cm2)，‘｡y＝3.90(ton/cm2)，凡 ＝0.46(％)，ぴy＝2.66(ton/cm2)，Ａ"＝660(cm2)，１Ｖ ＝40(to､)，〃＝100(c､)，ノー110(c､)，足＝0.21(ton／ cmz)，＃＝6(c､)］を代入すると， Ｑ‘＝31.33（to､） Ｑｓ＝7.34（to､） 従って，RcQ緬二38.7（to､） が得られる． 以上の計算値と実験最大耐力との比を求めると，

修正大野荒川式釜鐙=M‘

鍔言=Ｍ

菅野式 となり，計算値は実験最大耐力の90∼95％で，よく対 応していると言えよう． （b）ＳＲＣ試験体の耐力算定 周辺架構がＲＣ造である耐震壁に使用される曲げ 降伏強度の略算式皿） Ｍｉ,＝0.8α‘･ぴ’．Ｄ＋0.2α",･ぴ‘’．Ｄ＋0.5Ｎ．， 。('一Ｍ６．，．足）……('8） α",：壁筋の縦方向補強筋断面積（Cm2） α‘：引張鉄筋断面積（cm2）（ここでは，引張 側のフランジの断面積も加える.） （その他の記号は，修正大野・荒川式を参照） に実験条件［α‘＝3.5＋2.54＝6.04(cm2)，α",＝2.484 (cm2)，ぴsy＝2.66(ton/cm2)，ぴy＝３．９(ton/cm2)，Ｄ＝ 130(c､)，Ⅳ＝40(to､)，６＝20(c､)，足＝0.21(ton／ cm2)］を代入すると， Ｍ３,＝5003（ton．c､） 徳広・三谷・荒渡：繰り返し荷重を受ける鉄筋コンクリート造耐震壁の弾塑性性状に関する実験的研究１１３

王

Q,=等=将

。 ◎ ◎ ０ 。 ◎ Ｏ ◎

◎０

．◎。 。◎。 ｰ ａｗｖ ａｔ 図２３記号の説明 実験条件［Ｄ＝130(c､)，α＝120(c､)，α'L＝15.92 (cm2)，６‘＝10.308(c､)，Ｐ３‘＝0.268(％)，尾＝210 (kg/cm2)，ぴsy＝2660(kg/cm2)，ノー105(c､)，Ｐ'‘＝ 1.287(％)，ぴo＝29.851(kg/cm2)］を代入すると， RcQ,,,＝41.0(to､） が得られる． （α･2）菅野式'2)による場合 せん断最大耐力RCQ,,’は R c Q 郷 ＝ Q c ＋ ＆ … … ( 1 7 ） 記号は図24および下記の通りである． Ｎ

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