圧縮抵抗型CFTブレースの実用化に向けた基礎的研究 [ PDF
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(2) 表 1 柱支持軸力（単位：kN） 6 146 304 467. 7 195 454 692. 8 146 305 472. 9 146 305 472. 10 191 450 715. 軸力. 11 145 299 512. 12 145 301 514. 軸力 c B. 3600. 3F 2F 1F. 5 146 300 464. Ec. 表 2 耐震診断による計算耐力 1層水平耐力 ベースシア係数 （kN） 1836 0.48 2893 0.76 2893 0.76 2372 0.62. /2. r. コンクリート. 3600. 補強構面耐力 （kN） ― 1561 1561 1041. r. E y. 3775. 耐震診断 計算耐力 ①無補強 ②1層補強 ③1，2層補強 ④全層補強. c0. 造設計にならって固定荷重と積載荷重を集計したもの. Es 7. である．隅柱は表中の半分の値とした．. 3600. 8 y. 剛域 ヒンジ領域. 本研究では，この建物の①無補強，② 1 層補強，③ 1-. 鋼材 図 5 材料構成則. 図 4 解析モデル. 2 層補強，④全層補強の 4 つの建物モデルを作製し，そ. 表 3 Ai 分布に従う外力分布. れぞれのプッシュオーバー解析 3) の結果と略算による. 層i. ai. Ai. Qi( MN). ΔQi (MN). 3. 1.12. 1.12. 0.28. 1.43. 1.26. 1.26. が基準値に達しない層のみが補強されるため，このよ. 2. 1.30. 2.42. 0.62. 1.17. 2.25. 0.99. うに4通りの解析モデルを設定した．ブレースは，一様. 1. 1.40. 3.82. 1.00. 1.00. 3.06. 0.80. ベースシア係数を比較する．通常の耐震補強では，Is値. Wi (MN) ΣWi (MN). に□ 300× 300 × 12 の STKR400 の角形鋼管に 60MPa の. 合部の詳細を模擬している．建物のコンクリートおよ. コンクリートを充填した角形 CFT とした．図 3 は④全. び鋼材の材料構成則を図 5 に示す．建物のコンクリー. 層補強したものを示している．本研究で提案している. トは耐力劣化を考慮しない Popovicsモデル 4)，鋼材はバ. ブレースは圧縮抵抗のみに限定しているため，各層最. イリニア型でひずみ硬化を考慮したモデルとした．静. 低 2 本のブレースが必要となる．. 的解析では，表 3のAi 分布に従う外力分布を仮定し，水. 表 2 に①無補強，② 1 層補強，③ 1-2 層補強，④全層. 平力を全柱梁節点に分配して一方向に漸増載荷した．. 補強のそれぞれの建物 1 階の 2 次診断法による水平耐. 表中の Wi は i 層の重量で，α i 及び Ai については建築基. 力を示す．表では，この耐力を建物重量で除して，ベー. 準法施行令を参照されたい．. スシア係数としての値も載せている．また，②∼④の. 表 4に，解析より得られた4つのモデルのベースシア. 補強構面のみの水平耐力も合わせて示している．補強. 係数を示す．本解析では，鉄筋のひずみ硬化を考慮し. 構面耐力は図 2 の仮定に基づいた wM/ wQ を用いて算定. ているため， メカニズム形成後も水平耐力は漸増する．. を行い，補強構面以外は耐震診断基準の柱の終局耐力. 従って，表のベースシア係数は，柱が曲げ降伏すると. 式によって負担せん断力の算定を行っている．柱は全. 想定される平均層間変形角 0.67% 時の水平力から定め. て曲げ破壊となり，靱性挙動が期待できる．補強効果. た．表には，診断基準によるベースシア係数も併せて. ついては，①に比して，それぞれ②，③は 58%，④は. 載せており，解析と計算との誤差が分かる．表からわ. 29%の耐力増加となっていることがわかる．②と③は，. かるように，①無補強モデルと③1-2層補強を施したモ. 後者の方が補強量が 2 倍になっているにもかかわらず. デルについては，解析と診断基準による計算値がほぼ. 図 3で示すように wM/wQが同じであるため，計算耐力は. 一致しており，診断基準による耐力推定がおおむね妥. 同じ値となる．② 1 層補強と④全層補強を比較すると，. 当であることが分かる．一方で，② 1 層補強モデルと. 後者は補強量が3倍になっているにもかかわらずwM/wQ. ④全層補強モデルでは，前者の解析値は計算値を下回. が大きいため，計算耐力は小さくなる．. り，後者の解析値は計算値を上回る結果となった．こ. ４ 解析モデルと解析結果. れは，② 1 層補強モデルの場合，上層が先に崩壊荷重. ④全層補強を施した構面を例にとった解析モデルを 図 4 に示す．柱梁接合部内は，剛域とし，ヒンジ領域長 さは柱については柱せいの半分，梁については梁せい とした．補強ブレースは，それぞれの角形 CFT ブレー スとほぼ同等の軸圧縮剛性を有する無筋コンクリート. 表 4 静的解析による補強効果と診断基準との比較 解析による 耐震診断 ベースシア係数 補強効果 基準による 解析/診断 (0.67%時) ベースシア係数 ①無補強 0.50 ― 0.48 1.04 ②1層補強 0.66 1.31 0.76 0.87 ③1-2層補強 0.75 1.50 0.76 0.99 0.79 1.59 0.62 1.28 ④全層補強. 断面を用いており，ブレースに引張力が作用しない接 60-2.
(3) に達することで，補強層の耐力が発揮できないことを. に示すとおり，1層の風上柱が引張降伏し，各層の層間. 示している．逆に，④全層補強モデルでは，診断基準の. 変形角がほぼ一様に漸増する全体降伏型の破壊形式と. 作用力の重心の高さwM/wQの仮定では，補強建物が保有. なった．この場合，特定の層に変形が集中することな. する水平耐力を過小評価していることが分かる．. く落階を防止し，主筋の降伏に伴うエネルギー吸収が. 各層の荷重−変形関係を図 6に，0.67%時の降伏ヒン. 期待できる．. ジ発生状況を図 7 に示す．図 6 の縦軸は，各層のせん断. ５ 設計時の曲げ耐力に対する等価 wM/wQy の検討. 力を全重量で除して無次元化した値とし，横軸は，各層. スパンが連続する構面に追加された補強構面の水平. の層間変形角である．全層の平均層間変形角が，それぞ. 耐力 wQを精算するには，境界梁のせん断力Qb が必要と. れ0.5%，1.0%，1.5%に達した時点での各層の変形を×，. なる．境界梁のせん断力 Qb については，梁が弾性に留. ○，▽の印で示し，また設計時のベースシア係数を一点. まると，これを一義的に定めるのは難しい．耐震診断. 鎖線で示している．層間変形角とは，各層の頂点の水平. では，図 2に示すように wM/wQ を仮定することで，水平. 変位の差を層の高さで除したものである．図7では降伏. 耐力 wQ を略算出来るものとしているが，前述のように. ヒンジの発生点を●で，柱の引張降伏を矢印（↓）で示. 推定耐力には差が生じている．ここで，hy(=wM/wQy:wQy. している．①無補強モデルでは，全ての 1層柱において. はメカニズム形成時水平耐力)の値が，補強構面の水平. 柱頭と柱脚に塑性ヒンジが形成され，1層の層崩壊で水. 力負担率によってどのように変化するか解析的に検討. 平耐力が決定していることが分かる．その時のベース. を行う．h y(= wM/ wQy)の算定を下式(1)によって試みる．. シア係数は 0.50 で，設計時のベースシア係数 0.48 との. w. M. (Ny. 誤差は 4% である．② 1 層補強モデルにおいては平均層. w. Qy. ana. Wi ) L. N b cos. Qc hc. ana. (1). Qc. 間変形角 0.67%に至っても，補強構面1層の風上柱引張. ここで，wM は図 1 で示す A 点周りの力のモーメント. 降伏が生じず，2 階が層崩壊する結果となった．従って. である．設計時において A 点周りのモーメント wMを容. 解析のベースシア係数は設計時のそれより 13% 小さい. 易に定めることができる．wQy は，解析において補強構. 値となった．③ 1-2 層補強を施したモデルでは，1 層の. 面の風上柱が引張降伏したときの水平力で，ana N b はブ. 風上柱が引張降伏し，ベースシア係数は設計時のそれ. レース導入軸力，anaQc は風下柱のせん断力， はブレー. とほぼ一致する 0.75 まで上昇したが，図 6，7 で示す通. スの取付く角度である．この wMの略算値を静的解析に. り，3階の変形が過大となり，3階の層崩壊が生じた．④. よって精算された補強架構の水平力 wQ y で除すること. 全層補強モデルにおいてはベースシア係数が 0.79 まで. で，設計に用いることのできる便宜上の hy が算定され. 上昇し，設計時のベースシア係数0.62 を29%上回った．. る．この結果を図 8 に示す．縦軸は hy を建物高さで除. これは設計時に用いたwM/wQが解析のwM/wQよりも大き. した値，横軸. く仮定されているためである．これについては，次節に. 補強架構が負担する水平力を比率にした値である．. 詳述する．④全層補強を施したモデルでは，図 6，図 7. の値は解析時のスパン数を 1，3，5…と増やすことで変. 0.8. 0.4. 0.6. 0.4. 0.2. 0.2. 0 0.5. 1 1.5 層間変形角R (%). ①無補強建物. 2. 2.5. 0. 0.5. 1 1.5 層間変形角R (%). 2. 2.5. 0.8. 0.6. 0.4. 0.8. 0.6. 耐震診断式による 層せん断力/総重量＝0.62. 0.4. 0 0. 0.5. 1 1.5 層間変形角R (%). ③ 1-2 層補強. 2. 2.5. 0. 0.5. 1 1.5 層間変形角R (%). ④全層補強. 図 6 層せん断力−層間変形角関係. ①無補強. ② 1 層補強 ③ 1-2 層補強 ④全層補強 図 7 ヒンジ形成状況(層間変形角 0.67% 時） ●：ヒンジ形成 ↓：引張降伏. 60-3. u. 1F 2F 3F 0.5% 1.0% 1.5%. 0.2. 0. ② 1 層補強. 1. 1F 2F 3F 0.5% 1.0% 1.5%. 耐震診断式による 層せん断力/総重量＝0.76. 0.2. 0 0. は，建物全体が負担する水平力のうち，. 層せん断力/総重量. 耐震診断基準による 層せん断力/総重量＝0.48. 1. 1F 2F 3F 0.5% 1.0% 1.5%. 耐震診断式による 層せん断力/総重量＝0.76. 層せん断力/総重量. 層せん断力/総重量. 0.8. 0.6. 1. 1F 2F 3F 0.5% 1.0% 1.5%. 層せん断力/総重量. 1. u. 2. 2.5.
(4) 化させている．図 8 には耐震診断基準に. 0.8. おける全層壁構面の wM/wQ=0.5h0 を載せ. 0.7. ている．図 8 の示すように，. 0.6. が 1.0 よ. 下がり，およそ 0.35h0 程度の値に収斂す. 0.8. 耐震診断基準. 層せん断力/総重量. りも小さくなると，wM/wQy の値が急激に. 1F 2F 3F. 降伏層間変形角0.67%時 層せん断力/総重量＝0.79. hy/h0. u. 1. 0.5. 0.4. るような傾向が見られる．これが一般的. 0.3. な傾向であるとするならば，設計時の連. 0.2. 層補強構面の耐力は耐震診断に基づく設. 0.1. 計耐力より大きく見積もることが可能だ. 0. M/wQy を補正 1階層せん断力/総重量＝0.74. 0.6. w. 耐震診断基準による wM/wQ 1階層せん断力/総重量＝0.62. 0.4. 0.2. と考えられる．. 0 0. 0.2. 0.4. 0.6. 0.8. 1. 0. 0.5. 補強構面の水平負担率βu. 補強構面の hy を図 8 から定めると，本. 図 8 hy/h0- 水平力負担率. 研究で対象とする 7 スパン建物では，hy. u. 関係. 1 1.5 層間変形角R (%). 2. 2.5. 図 9 ベースシア係数の比較. 表 5 補強建物のベースシア係数の比較. は建物高さの 0.347 となる．これを用いて耐力計算を. 補強構面耐力(kN） ベースシア係数 ④全層補強 解析（0.67%時） 1611 0.79 1499 0.74 h y =0.347h 0 とした計算値 1.07 解析/計算. 行った場合の補強構面の耐力と補強建物全体の建物 ベースシア係数を図 9，表 5 に示す．図 9 では，計算に よるベースシア係数を一点鎖線に示す．表 5 より補強 構面の水平耐力及び建物のベースシア係数を解析値と. 2） 本研究で対象とした建物モデルにおいて， 耐震診断. 比較すると7%の誤差となり，評価精度が向上すること. 基準の第 2 次診断により算定した補強効果は，ベー. が示された．. スシア係数比で②1層補強，③1-2層補強が約1.6倍，. 本補強法は座屈型の設計も可能であるが，その際に も図 10 の設計フローで示すように，風上柱引張降伏時. ④全層補強が約 1.3 倍と算定される．これは，補強. 耐力が必要であり，座屈型設計を行う際にも風上柱引 張降伏時耐力を過小評価することで座屈時耐力も過小. 量とは連動していない． 3）③ 1-2 層補強を施したモデルについては，解析と診 断基準による耐力計算値がほぼ一致しており，現行. 評価してしまうことが考えられる．. の耐震診断基準による補強設計がおおむね妥当であ. ６ まとめ. ることが分かった．② 1 層補強モデルでは解析値は. 本研究では，診断基準による補強建物の水平耐力の. 計算値を下回り，④全層補強モデルでは解析値は計. 計算値と補強建物の静的増分解析の結果を比較し，以. 算値を上回る結果となった．前者は，上階が先に崩. 下の結論を得た．. 壊することで 1 層の水平耐力が発揮できないことに. 1） 補強架構における風上柱の引張降伏は，連層耐震壁. 起因する現象で，後者は，wM/wQ を 0.5 とした診断基. の曲げ降伏と同様に扱うことができるので，耐震診 断基準におけるせん断力に対する曲げ耐力の比 wM/ Q を用いることで，水平耐力の算定が可能となる．. 準の仮定が安全側すぎることに原因がある． 4) 本研究の対象建物においては， 耐震診断基準のwM/wQ. w. をさらに下げることでより，合理的な補強設計が可. 断面仮定 終局耐力Quの算定 風上柱引張降伏型 （タイプⅠ） 終局耐力Qmu算定 . ブレース座屈型 （タイプⅡ） 終局耐力Qbu算定. 終局耐力Qu＝min（Qmu，Qbu） 接合部の設計. 能になることを静的解析により示した． 【参考文献】 1) 高畑陽一，中原浩之，他：CFTブレースにより補強した実在 3 階建て文教施設の繰返し載荷実験（その 1-5），日本建築学 会大会学術講演梗概集，C-2,pp.305-314, 2011.8. 2)日本建築防災協会：2001年改訂版既存鉄筋コンクリート造建 築物の耐震診断基準・同解説，2001.10. 3) Kawano, A., Griffith, M.C., Joshi, H.R. and Warner, R.F.：Analysys of the Behavior and Collapse of Concrete Frames Subjected to Se-. NG. vere Ground Motion , Research Report No.R163 , Department of. 破壊モードのチェック. Civil and Environmental Engineering , The University of Adelaide, Australia , Nov. 1998.. OK 耐力・靱性指標の決定. 4) Popovics, S.: Numerical Approach to Complete Strress-Strain Curve of Concrete, Cement and Concrete Research, Vol.3, pp.583-. 図 10 設計フロー. 599, 1973.. 60-4.
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