圧縮抵抗型CFTブレース耐震補強法の適用性拡大に関する実験および解析的研究 [ PDF

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圧縮抵抗型 C F T ブレースによる耐震補強法の

適用性拡大に関する実験および解析的研究

肱岡　幸輝 1. 序 　1995 年の阪神・淡路大震災を契機に「建築物の耐震改 修の促進に関する法律」が制定された後，「既存鉄筋コ ンクリート造建築物の耐震診断基準」1 ）_{（以後，診断基} 準）および「既存鉄筋コンクリート造建築物の耐震改 修設計指針」2 ）_{（以後，改修指針）に基づいて建物の耐} 震診断・改修が急速に普及した．改修指針に示される 代表的な補強工法は鉄骨枠付きブレースによるもので， RC 架構と鉄骨枠との間の応力伝達を確保するために多 量のスタッドやアンカーを必要とする．そのため，建 物供用中の施工を困難とし，また高コストともなる． ブレースに圧縮力が作用すれば，既存架構と補強材の 応力伝達は明快になるため，鉄骨枠は不要となる． 　そこで，図 1 （a ）のように，圧縮抵抗型 CFT ブレー スを用いた耐震補強法が開発されている3）4）_{．引張力が} 作用する際にはブレースと接合部が離間するため，圧 縮力のみが作用する仕組みとなっている．つまり，鉄 骨枠を必要とせず，簡易施工・低コストが実現される． 　本研究では，さらに図 1 （b ）のような，下側接合部 が柱に取り付いていない補強形式について開発を行っ ている．この補強形式には，1 ）角度を固定して補強部 材をプレファブリケーションできる，2 ）長スパン架構 に適用した際に，斜材が長くなりすぎることを避ける ことができる，といった利点がある．しかし，接合部 がすべり破壊を生じる恐れがある．そこで，接合部実 験と，実在建物に対する補強設計により検討を行う． 2. 接合部実験 2.1. 補強部形状 　補強部の立面図を図 2 に示す．補強部は直方体の鉄 筋コンクリート既存梁に，台形の接合ブロックと CFT ブ レースを取り付けたものである．既存梁の上面の 350 × 140mm の部分を目荒らしし，これに台形の型枠を設置し た．ブレース部分はエンドプレートを接合部の鋼板型 枠に溶接し，ブレースと接合部に高流動コンクリート を打設して一体化した．補強部は 4 体で，実験変数は， ブレースの角度，鋼板型枠の有無，接合部に打設する アンカーの有無である．角度が 30 度の補強部は 35-30DB， 鋼板型枠ありの補強部は 35-45DB，鋼板型枠なしの補強 部は 33-45DB-N，アンカーを打設した補強部は 33-45DB-A とし，異形鉄筋 D10 を 2 本打設した．補強部に用いたコ ンクリートの力学的性質を表 1 に示す．表より，被補強 部のコンクリート強度が低いことが分かる．後述する パンチングシアの計算には，被補強部のコンクリート 強度を使用する． 2.2. 加力装置と測定方法 　加力装置の概略図を図 3 に示す．1MN 油圧ジャッキを 用いてブレース軸方向に片側圧縮載荷を行った．ブ レース軸力は 1 M N 油圧ジャッキの先端に取り付けた ロードセルで測定した． 　図 2 には，変位計およびひずみゲージの測定位置も 示している．変位は，既存梁上面から 200mm の接合部の 中心位置で水平変位と鉛直変位を測定した．また加力 図 1（a ）　D - Ty p e 図 1 （b ）　VT -T yp e 図 1 　補強後の架構形状 高流動コンクリート CFTブレース 高流動コンクリート 既存RC架構 図 2 （a ）　35 -3 0D B 図 2 （b ）　35 -4 5D B 図 2（c）　33-45DB-N，33-45DB-A エンドプレート 140*140*9 エンドプレート 250*250*9 CFTブレース □100×100×3.2 既存梁 45 0 1500 310 ₂61 350 コンクリート打ち継ぎ面で目 荒らし 歪ゲージ貼付位置 変位計測位置 45 0 1500 350 エンドプレート 250*250*9 CFTブレース □100×100×3.2 鋼板型枠 エンドプレート 140*140*9 2 39 53₀ 14 0 コンクリート打ち 継ぎ面で目荒らし 歪ゲージ貼付位置 変位計測位置 既存梁 ₄₅0 1500 350 エンドプレート 250*250*9 CFTブレース □100×100×3.2 エンドプレート 140*140*9 2 39 53₀ 14 0 コンクリート打ち 継ぎ面で目荒らし 歪ゲージ貼付位置 変位計測位置 既存梁

37-2 表 1 　コンク リート の力学的 性質 図 3 実験装置図 中の既存梁のすべりをワイヤー変位計にて監視した． 角形鋼管の接合部側エンドプレートから 100mm の中心位 置に 4 箇所ひずみゲージを貼付し，ブレースに生じるひ ずみを測定した． 　載荷は圧縮のみで，1M N 油圧ジャッキに取り付けた ロードセルの荷重で制御した．載荷プログラムはブ レース導入軸力 N_b=50kN を 2 回，100kN を 1 回繰返し，そ の後，接合部破壊が生じるまで載荷を行う． 2.3. 実験結果 　実験より得られた水平力 Q―変位  の関係を図 4 に示 す．図 4 の縦軸は N_bをブレース設置角度に応じて換算 した水平力 Q で，横軸は接合部に取り付けた水平変位  である．図では，実験最大耐力を▼で，破壊した時点 を×で示している．また，図には接合部コンクリート と既存梁との打ち継ぎ面でのパンチングシア耐力 pQ を 示す．改修指針の柱のパンチングシア耐力式により計 算を行った計算耐力であり，以下に式を示す． 0 0.34 /(0.52 / ) pQ a D  　A 　( 1 ) 　₀は文献 2 ）を参照されたい．

a D 

/

0

とした．A は 接合部の断面積である． 　33-45DB-A の計算水平耐力は，_pQ にあと施工アンカー のせん断耐力を累加し算出した．引張試験によるアン カーの降伏強度は，350N/mm2_{であった．} 　実験はすべて接合部破壊により最大耐力を発揮した． 35-30DB の実験経過を述べる．N_b=50kN を 2 回繰返した後， N_b=100kN に達することなく N_b=95kN ですべり破壊が生じ， 最大水平耐力に達した．ブレース最大耐力に達すると 同時に，コンクリート打ち継ぎ面がはがれ，軸力を保 ロ形フレーム ワイヤー変位計 面外補剛 装置 1MN油圧ジャッキ ロードセル 吊り冶具 ピン 350 補強部 既存梁 PC鋼棒（φ19） 図 4 水平力Q ―変位δ関係 0 100 200 300 400 500 0 0.5 1 1.5 水 平 力 Q( kN ) 変位δ(mm) 33-45DB-A pQ：344kN 0 100 200 300 400 500 0 0.5 1 1.5 水 平 力 Q( kN ) 変位δ(mm) pQ：309kN 33-45DB-N 0 100 200 300 400 500 0 0.5 1 1.5 水 平 力 Q( kN ) 変位δ(mm) 35-30DB pQ：215kN 0 100 200 300 400 500 0 0.5 1 1.5 水 平 力 Q( kN ) 変位δ(mm) 35-45DB pQ：328kN 圧縮強度 ヤング係数 圧縮強度 ヤング係数 N/mm2 kN/mm2 N/mm2 kN/mm2 35-30DB 35-45DB 33-45DB-N 33-45DB-A 補強部名 35.7 27.7 45.8 34.4 33.0 29.3 46.4 31.6 補強部 被補強部 表 2 　水平耐力比較 pQ （kN） 35-30DB 81 215 0.38 35-45DB 320 328 1.0 33-45DB-N 394 309 1.3 33-45DB-A 486 344 1.4 補強部 Qe （kN） Qe /pQ 持することができなくなった． 　35-45DB の実験経過を述べる．N b=50kN，100kN をそれぞ れ 2 回繰返した後，最大水平耐力 320kN に達した．その 後，変形が進みながらゆるやかに耐力低下し，すべり 破壊が生じた． 　33-45DB-N と 33-45DB-A の実験経過を述べる．N_b=50kN を 2 回，N_b=100kN を 1 回繰返した後，ほぼ線形関係を保持 しながら，極めて小さい変位で最大水平耐力に達した． 最大耐力に達すると同時に，接合部にひび割れが発生 し，脆性的に破壊した． 2.4. 計算値との比較 　水平耐力の比較を表 2 に示す．Q e は実験値を示す．35-30DB は，実験値が計算よりもおよそ 6 割程度低い結果 となった．これは，載荷時に導入されてしまった曲げ モーメントと，図 2 （a ）のように，ブレース軸芯とせ ん断面のずれによる影響であると考えられる．35-45DB， 33-45DB-N，33-45DB-A ともに，式(1)による計算で安全側 に評価することができた． 3. 補強設計法の検討 3.1. 補強対象建物の概要 　本研究の補強対象建物は RC 造 2 階建である．1 階平 面図を図 5 に示す．平面プランは，桁行方向 4 スパン× 梁間方向 1 スパンで 1 階および 2 階の階高は 3400mm であ

37-3 図 5 　1 階平面図 X1 X2 X3 X4 X5 Y1 Y2 Y3 8 3 0 0 5800 5000 5000 5000 2 50 0 　　　 _cos bu B cu F c Q  N   Q 　 　　( 3 ) 　N_cuはブレースの座屈耐力であり，「コンクリート充填 鋼管構造設計施工指針」7 )_{による．} Bと Fはブレースお よび既存架構の強度寄与係数であり，以下の式で算定 できる． 　　　R_buR_cの時_BR R_c/ _bu，F 1 　( 4 ) 　　　R_buR_cの時B1，FRbu/Rc 　( 5 ) 　ここで R_cは風下柱終局時層間変形角であり，診断基 準による． 　風上柱降伏時層間変形角 R m uとブレース座屈時層間変 形角 R_{b u}の算定式を以下に示す． 　　　 tan cos sin b mu y b b N R E A       _{( 6 )} tan cos sin cu bu b b N R E A       　 ( 7 ) 　ここで，N_ｂは風上柱降伏時のブレース軸力，はブレースの 取り付く角度，_yは風上柱の降伏時鉛直ひずみ，は，ブレース座 屈時の風上柱の鉛直ひずみ，E_bA_bはブレースの軸剛性である。 　下側接合部のパンチングシア耐力 pQ は，（1）式より 計算する．接合部の断面積は 140 × 700mm2_{である．今回} の補強では，下側接合部にあと施工アンカー 4 本を施工 しており，その分のせん断耐力を加算する．引張試験 によるアンカーの降伏強度は 350N/mm2_{であった．} 3.4. 弾塑性解析の概要 　本解析では，ファイバーモデルで断面の応力状態を 表現する手法を用いて，梁要素の剛性マトリックスを 組み込んだ非線形の 2 次元骨組解析プログラム5 ）_を用 いて行った． 　図 5 で実線で囲んだ 1 層 4 スパン部分の平面フレーム 図 7 　立面および平 面詳細図 34 0 0 25 00 28₈₀ 24 0 38 0 55 0 2730 A ① ② 図 6 　ブレースの配置 表 3 　各補強 配置と ブレース 断面 表 5 　柱断面 表 4 　柱支持軸力 （単位：k N ） 1F 2F X1 60 30 X2 433 194 X3 477 180 X4 450 180 X5 225 90 る．代表的な柱断面の寸法は 450 × 550mm，桁行き方向 の梁断面の寸法は 300 × 550mm である．図 5 を見てわか るように，柱形が屋外側に出張っている．この場合，本 補強法では屋外側でのブレース設置となる．鉄筋探査 機による調査から，帯筋のピッチは 100mm であることが 分かっている． 3.2. 補強計画 　X2-X3 構面は玄関である．また，X1，X2，X3 柱に隣接 してサッシがついている．加えて，同一柱にブレース を 2 つ取り付けると柱の浮き上がりが懸念される．以上 のことから，図 6 のように配置を検討する．また，検討 する補強は，ブレースの断面のみを変数として補強 A， B の 2 種類とする．立面詳細図と平面詳細図を図 7 に示 す．表 3 に示すように，使用した鋼管とその諸元を示 す．柱の出は 380mm であるため，最大□－ 250 × 250 の 断面のブレースまで採用できる．ブレースは①部材と ②部材の二本継ぎであり，②部材のみ特注で，そのほ かはプレファブリケーションとした．以下，耐力，変 形および繰返し性状について計算と解析により考察を 行い，適切な補強配置について検討する． 3.3. 耐力と耐力時変形の評価 　耐力と変形の計算には，診断基準を参照した．耐力 と変形の計算に用いたブレースのコンクリートの諸元 は，表 1 の 33-45DB-N 補強部のコンクリートの諸元を引 用した． 　風上柱降伏時耐力 Q m uの算定式を以下に示す． 　　　QmuMu/hyQc 　( 2 ) 　h_yは床上端から梁下端部までの高さで，M_uは風下柱 の柱脚における点 A 周りの力のモーメントである． 　ブレース座屈時耐力 Q b uの算定式を以下に示す． 3 40 0 3 4 00 5800 5000 5000 5000 X1 X2 X3 X4 X5 サッシ 玄関 降伏 強度 ヤング 係数 種類 N/mm2 _kN/mm2 410 204 補強B □－200×200×6 ブレースの鋼管 断面 補強A STKR 400 □－100×100×3.2 コンクリートの圧縮強度 21N/mm2 主筋 6-D19 帯筋 D10@100 鉄筋の降伏強度 308N/mm2 400 50 0 50 X Y

37-4 図 11　Q － R 関係 を対象としてモデルを作製した．建物は，2 階建である が，1 層のみに補強を行うため，解析においては 1 階部 分のみを対象とした．表 4 に柱支持軸力を示す．これ は，通常の構造設計にならって固定荷重と積載荷重を 集計したものである．X1 の軸力は，階段部の壁が大部 を負担すると考えられ，表のように設定した．表 5 に 柱断面を示す．構造上有効な柱断面寸法は，仕上げ厚 さとかぶり厚さを 50mm として，測定長さから差し引い た値とした．建物は現在使用中であり，詳しい材料調 査を行うことができなかったため，表に示す断面を仮 定した．解析モデルを図 8 に示す．解析モデルは，文 献 4 ）を参照した．ブレースと基礎はピン接合とした． 3.5. 解析結果と耐力計算による評価 　プッシュオーバー解析による層せん断力 Q －層間変 形角 R 関係を図 9 に示す．ここで，実線は補強後，破 線は補強前の Q － R 関係をそれぞれ示す．補強 A の解 析は，ブレースの座屈が発生して最大耐力を迎え，そ の後緩やかに耐力低下を起こした．補強 B の解析は，柱 主筋の引張降伏に伴う耐力低下のない安定した変形性 状を示した． 　解析による層せん断力 Q_anaと層間変形角 R_anaを表 6 に 示す．補強 A は 1.57 倍，補強 B は 2.54 倍の補強効果が得 られたことがわかる．Q_anaと R_anaは，ブレース座屈型の 場合，ブレース座屈時の耐力とその時の層間変形角，風 上柱引張降伏型の場合，風上柱の降伏時の層せん断力 とその時の層間変形角としている． 　また，耐力計算による層せん断力 Q_calおよび層間変形 角 R calを表 7 に示す．補強 A の解析と計算における耐力 の誤差は 11%，層間変形角の誤差は 2% となった．補強 B は，耐力の誤差は 1%，層間変形角の誤差は 9% となっ た．両者とも，耐力は解析が計算を上回り，変形角は 計算が上回ったが，計算は解析を概ね評価できている ことが分かる． 3.6 . 接合部の評価 　計 算 に よ り 得 ら れ た ブ レ ー ス 軸 力 を も と に ， 接 合部耐 力の 評価 を行 う．表 7 には，下側接合部のパ ンチングシア耐力 pQ と各必要パンチングシア耐力pQnの 計算結果が示されている． pQnは，ブレース軸力の水平 成分とした．表より，補強 B では_pQ が_pQ_nよりも 3 割ほ ど小さくなり，パンチングシア破壊の恐れがある．こ の場合，アンカーの本数を増やす等の対応が必要とな る．補強 A は，接合部の施工用に必要とした 4 本のあ と施工アンカーだけで設計条件を満たし た ． 4. まとめ 1）　接合部の破壊実験を行った結果，改修指針式により 接合部のパンチングシア耐力を評価できた． 2 ）　計算は解析を精度よく評価した． 3）　補強設計の結果，補強 B は接合部耐力が 3 割ほど足 りておらず，アンカーの本数を増やす必要がある． 補強 A は，施工用に必要とした 4 本のあと施工アン カーだけで設計条件を満たした． 参考文献 1）　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. 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 築物の耐震改修設計指針同解説，2001.10. 3）　中原浩之 , 他：CFT ブレースにより耐震補強を施した実在建 物の静的水平加力実験， 日本建築学会構造系論文集 ,vol.78, No.688, pp.1131-1138, 2013. 4）　中原浩之 , 花田達矢：CFT ブレースにより耐震補強を施した 実在建物の耐震性能改善効果に関する解析的研究， 日本建 築学会構造系論文集 ,vol.79, No.703, pp.1355-1362, 2014. 5）　 Kawano， A.， Griffith， M.C.， Joshi， H.R. and Warner， R.F.:Analysys of the

Behavior and Collapse of Concrete Frames Subjected to Severe Ground Motion， Research Report No.R 163， Department of Civil and Environmental Engineer-ing， The University of Adelaide， Australia， Nov.1998.

6）　 Popovics， S. :Numerical Approach to Complete Stress-Strain Curve of Concrete， Cement and Concrete Research， Vol.3， pp.583-599， 1973.

7 ）　 日 本 建築 学 会: コン ク リ ー ト充 填 鋼 管 構造 設 計 施 工指 針 ， 2008． 0 400 800 1200 1600 2000 0 0.2 0.4 0.6 0.8 1 R（%）

A：●Qana ○Qcal

B：■Qana　□Qcal 補強前耐力：× Q（kN） 補強B 補強A 図10　解析モデル 剛域 ヒンジ領域 29 5 0 5000 2950 表6　解析値と補強効果 表 7　計算値，および解析との比較 Q0 Qana Rana kN kN % 補強A 968 1.57 0.25 補強B 615 1560 2.54 0.40 Qana /Q0 Qcal Rcal pQ pQn kN % kN kN 補強A 873 1.11 0.25 0.98 508 479 補強B 1544 1.01 0.44 0.91 669 980 Qana /Qcal Rana /Rcal