制振壁フレーム構造の耐震性能に関する研究 [ PDF
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(2) 表 2 制振壁断面詳細 層. 壁厚 (mm). 3 6 12 18. 600. Fc TRC柱 繋梁断面 柱断面 Rw (Mpa) Fc(MPa) H-800×400×9.38×40 600 0.85 24 36 H-800×400×9.38×40 750 0.77 H-800×400×18.2×40 36 57 900 0.73 H-800×400×16.0×41 60 81 900 0.74 Rw›制振壁œ転倒•'žŸ 耐力負担率. (R av e )である．type1)では R a ve =0.005rad 時に周辺フ レームが降伏機構を形成し始めるのに対し t y p e 2 ) で は R av e =0.01rad でも殆どの柱梁で弾性を保ち耐力が増 加している．また早期に降伏する制振壁繋梁による 復元力特性がループの形状に現われている．動的解 析では R m a x が 0 . 0 0 5 r a d を超える地震動について. 56.8. 60.0. t y pe 1 ) と t y p e 2 ) の違いがでてくるものと思われる．. 58.7. 60.0. 3.1. type1. 3 6 12 18. type2 Vs0.25 0.46 0.67 1.07 1.45. Vs0.3 0.42 0.61 0.98 1.44. 必要ベースシアー係数. 図 5a)に，動的解析 1)によって得られた type1)の必. 表 4 固有周期( s ) Vs0.3 0.42 0.61 0.97 1.32. 荷重 - 変形関係. 示 す ． 縦 軸 は ベ ー ス シ ア ， 横 軸 は 平 均層間変形角. PGV：最大地動速度(cm/ s)、* 文献 6 による. 層. 3.1. 関係を示す．尚，他の層数モデルでも同様の特性を. 地震波名 図中の印 PGA(cm/sec2) PGV(cm/sec) 継続時間(s) El Centro NS 342 38.2 53.7 ● 八戸湾港 NS ■ 225 40.7 36.0 東北大学 NS ○ 258 37.3 41.0 JMA 神戸 NS 821 92.6 50.0 ▽ Taft N021E 153 18.3 54.4 ◆ 横浜 ▲ 313 56.2 40.0 BCJ-L2 356 80.7 120.0 × * 438 52.1 60.0 ▼ JSCA 八戸 (EW). 模 擬 波 JSCA 東北 (NS)* 350 PGV：最大地動速度(cm/ s)、* 文献 6 による * 470 JSCA 神戸 (NS). 解析結果. 図 4 に，静的解析で得られた 6 層モデルの荷重変形. 表 3 動的解析 に用いる地震動. 観 測 波. ３.. 要ベースシア係数を示す．縦軸は P GV が 5 0 k i n e の地. Vs0.25 0.47 0.67 1.08 1.57. 震動に対し最大応答層間変形角(R m ax )を 0.01 rad とす るために構造物が保有すべき ベースシア係数である． 平均値に注目するとすべてのモデルで 0 . 2 R t を下. type2)フレーム柱梁の断面サイズは type1)の断面. 回っており，終局強度型指針が定める設計用ベース. を 2 割程度低減したものとし，R a ve = 0. 0 05 r ad 時の転. シア係数 0.3 Rt に対して余裕がある(Rt は建築基準法. 倒モーメント耐力負担率が t y p e 1 ) と等しくなるよう. に従って求める振動特性係数 である) ．また図 5 b) に. 配筋を決 定する．. ty pe1 )と ty pe2 )の必要ベースシア係数平均値，及び. 制振壁については両モデルで同様のものとし，壁. 既往の研究により得られた片持壁構造及び純フレー. 頭は鋼管横補強 R C 柱( T R C 柱) ，壁脚は C F T 柱を用い. ム構造の必要ベースシア係数平均値 を示す．制振壁. る．T R C 柱，C F T 柱に用いる鋼管の幅厚比は 3 0 とし，. フレーム構造は片持壁構造と比較すると同等かやや. TRC 柱の鉄筋量は最小鉄筋比(P g=0 .8% )とする．繋梁. 大きな値を必要としているが，純フレーム構造 5 ) と 比較すると小さな値でよいことが分かる．またこれ. の断面は重要な変数となるが，比較の為文献 1 の片 7000. 7000. 3500. 3500. 断面詳細 と転倒 モーメン ト耐力 負担率 を示す．. 2.2. 解析手法. 数値解析は，2 次元骨組解析プログラム 3 ) を用いて 行う．静的解析には，高さ方向の分布が A i 分布に従. ベースシア(kN). 持壁構造と同様のものとしている．表 2 に制振壁の. 0. 0. -3500. -3500. う水平力 を各層柱梁節点 に漸増載荷する．動的解析 -7000 -1.5. には N e w ma r k のβ法を用い減衰は 3% のレーリー減衰 とする．解析には表 3 に示す地震波 1 0 波を用いるが. -1. -0.5 0 0.5 1 平均層間変形角(×10 -2rad). 1.5. -7000 -1.5. a)type1(σ y=350N/mm ). -1. -0.5 0 0.5 1 平均層間変形角(×10 -2rad). 1.5. b)type2(σ y=500N/mm ). 2. 2. 図 4 荷重 - 変形関係( 6 層モデル). , P G V は表 1 に従うよう基準化する．尚、動的解析に おけるベースシアー耐力は負担する水平質量 を増減 ベースシア係数. することにより調整する( ただし鉛直軸力は一定とし ている) ．各モデルの , 図 2 に示す支配面積で求めた 時の固有周期 を表 4 に示す．材料の構成則は，鋼材 は降伏強度 350N/mm 2 ，引張強さ 500N/mm 2 の大井・高 梨モデル，鉄筋は type1)で降伏強度 350N/mm2，type2) で降伏強度 5 0 0 N / m m 2 の完全弾塑性モデル，コンク. 0.4. 0.4. 0.3. 0.3. 0.3Rt. 0.2. 純フレーム構造 制振壁フレーム構造 (type1) 制振壁フレーム構造 (type2) 片持壁構造. 0.2. 0.2Rt 0.1. 0.1. 0.1Rt 0. リートは最大耐力後の劣化のない P o p o v i c s モデル 4 ). 3層. 6層. 12層. a)type1. 18層. 0. 3層. 6層. 図 5 必要ベースシア係数. とする．. 58-2. 12層. 18層. b ) 各構造における比較.
(3) 100kine. 25kine50kine 6. 5. 5. 4. 4. 3. 3. 2. 2. 1. 1. 100kine. 平均層間変形角(×10-2rad). 25kine50kine 6. 層. 0. 0.25. 0.5. 0.75. 1. -2. 層間変形角(×10 rad). 1.25. 0. 1.5. 0.25. 0.5. 0.75. 1. 1.25. -2. 1.5. b)Vs0.25Rt. 残留層間変形角(×10-2rad). 0.8. 0.7. 0.7. 0.6. 0.6. 0.5. 100kine. 0.5. 0.4. 0.4. 0.3. 0.3. 0.2. 0.2. 0.1 0. 50kine 25kine 3層. 25kine type1 50kine type1 100kine type1 25kine type2 50kine type2 100kine type2. 100kine. 0.1. 6層. 12層. a)Vs0.3Rt. 18層. 0. 0 -0.5 -1 0. type1(σy=350N/mm2) type2(σy=500N/mm2) 20 30 40 50 時刻(sec.). 10. 出ず，残留変形角も 0.0 0025r ad 程度である．次節で. 図 6 最大応答層間変形角( 6 層モデル) 0.8. 0.5. 図 8 神戸波 5 0 k i n e における時刻歴応答. 層間変形角(×10 rad). a)Vs0.3Rt. 1. 述べるが 2 5 k i n e では繋梁自体の累積塑性変形角 も小 さく繋梁ダンパー が残留変形 に及ぼす影響は小さい． 100kine の地震に対しては type2)の方が 3/4 程度残留 変形を抑えているが，0 . 0 1 r a d 以上の最大応答変形 を示す極大地震においては地震後の建物使用を考慮 した残留変形制御 よりも最大応答変形を抑制するこ. 50kine 25kine 3層. との方が重要である．本研究における高強度鉄筋の 6層. 12層. 18層. 利用では最大応答制御の効果は殆ど見られない ．し. b)Vs0.25Rt. 図 7 最大残留変形角. かし最大応答層間変形角が 0.005rad ～ 0.01rad とな. は重要な結論であるが，高強度鉄筋を用いた t y p e 2 ). る地震に対して，残留変形制御を目的とした高強度. でも必要ベースシア係数に大きな違いは見られない．. 鉄筋の 利用は 十分に 有効で あると 考えら れる .. 片持壁を壁負担率 1 00 % ，純フレームを壁負担率 0 % と. 3.3. して考えると 制振壁フレーム構造はその中間に位置. 制振壁を構成する部材に生じる応力について検討. する性能を持っており，壁の負担率増加に伴い必要. する．図 9 に，解析 2)による type1)Vs0.25Rt モデル. ベースシア係数が抑えられる傾向にあることが分か. での繋梁 の累積塑 性変形角 ∑γ p を示す．プロット. る．. 値は各モデルの繋梁のうち地震波 1 0 波で最大を示し. 3.2. 最大応答層間変形角及 び最大残留変形角. 累積塑性変形能力. たものである．尚 t y p e 2 ) でもほぼ同等の結果であり. 図 6 に，動的解析 2 ) における 6 層モデルでの最大. V s0.3Rt. 応答層間変形角の高さ方向の分布を，図 7 に，最大. 2 5 k i n e では , 最大値を示した 6 層モデルにおいても. 残留変形角を示す．type1)を実線 ,type2)を破線で示. ∑γ p は 0 .1 6r ad と値は小さく 50 ki ne での応答値の. し，地震波の P G V ごとに 異なるプロット記号を用い. 半分以下 である . 2 5 k i n e を中小地震と定義するなら. る．尚，比較の為地震波 1 0 波の平均値 で考察する．. ば，稀に起こる地震に対して繋梁は十分な塑性変形. 3.3 節と同様の結果であるが，type1)と type2)モデル. 能力を有しており，建物の継続的使用 が可能である. で最大応答層間変形角にほとんど差はでない ．ただ. と言える . また , 建物が高層になる 程壁板の弾性変. し 100kine になると平均で 0.01rad を超える応答とな. 形が卓越 する為繋 梁の∑γ p が問題と なること はな. り，メカニズム を形成する t y p e 1 ) に対し高強度鉄筋. い．1 8 層モデルでは 1 0 0 k i n e の地震動に対しても. が弾性域に留まる t y p e 2 ) の方が若干応答が抑えられ. 0 . 5 r a d 程度に収まっている．ただし 3 層モデルにお. る．一方 , 残留変形は type1)と type2)で大きな違い. いては 100kine の地震に対し 2.5rad という大きな値. では V s 0 . 2 5 R t 以下であるため省略する．. がでてくる . 50 k i ne で比較すると，t yp e 2) では全モ. 300. デルにおいて最大残留変形角が 0 . 0 01 r a d 以内に収ま 層 Vs0 .3 モデルにおける 50 kin e 神戸波に対する時刻 歴応答の比較を示す . 最大時の応答層間変形角は両 モデルで一致しているが残留変形は 2 倍以上の差が でている事が分かる．一方 2 5 k i n e の地震動に対して は ty pe1 )ty pe2 )両モデルとも応答が小さくダンパー 以外は弾性域 にとどまる 為鉄筋強度の違いよる差は. 58-3. 累積塑性変形角(×10-2rad). り type1)と比較すると 1/2 程度の値である．図 8 に 6. 250. 繋梁ウェブ亀裂発生(実験値). 2.46rad. 200. 25kine 50kine. 150. 100kine 100 50 0. 3層. 6層. 12層. 18層. 図 9 繋梁累積塑性変形角の最大値.
(4) 5. Nt/Qu. 4. ば層崩壊 を起こすことはない．既往の実験的研究に. 25kine 50kine 100kine. よれば , この事は十分に可能である . また，図 1 1 の 太点線は終局強度型指針に定められている 動的増幅. 3. 率より算出した設計用せん断力である．5 0 k i n e の地 2. 震動においてはこの動的増幅率を用いて同等に評価 できるが，100kine の地震に対する評価は難しく，更. 1 Nt:内柱最大引張力 Qu:繋梁せん断耐力. 0. 3層. 6層. 12層. なる検討が必要である．また 2 5 k i n e の地震での最大. 18層. 図 1 0 内柱最大引張力 を示し，1 回の地震で繋梁のウェブが局部座屈 を生. 応答せん 断力は静 的解析 の値以下 である．. じ破断等 に至る危険性がかなり高い値となる ．また. 制振壁フレーム構造に対し，静的及び動的解析を. 5 0 k i n e の地震に対しては最大でも 3 層モデルの. 行い以 下の知 見を 得た．. 0 . 8 r a d 程度に収まり耐力劣化の危険性は少ない．尚. 1 ) 設計用ベースシア係数は，終局強度型指針で定め. 5 0 k i n e の地震に対しては片持壁構造の場合も同程度. ている有壁架構用の値( 0 . 3 ) では余裕がある．また建. の値 であ る .. 物層数が 増加す る程相対 的に安 全率が 大きい．. 3.4. 2 ) フレームに高強度鉄筋を使用する場合，最大応答. ４.. 壁内柱引張力. 結論. 制振壁の壁パネルには R C を用いるため壁内柱に生. 層間変形角を抑制する効果は小さいが，普通強度鉄. じる引張力 の検討が必要であり，繋梁と連結する壁. 筋を使用したフレームに対して，50kine で 1/2 程度，. 内柱の性能が構造物全体の挙動に影響することが既. 1 0 0 k i n e で 3 / 4 程度残留変形を抑える効果がある．. 往の実験的研究からも 分かっている ．本研究では壁. 3 ) 繋梁の累積塑性変形角 は，5 0 k i n e の地震に対して. 内柱 を 弾 性 の鋼 材 モ デ ルと し 最 大 軸力 を 検 討 す る．. は 1 . 0 r a d 以内であり , 2 5 k i n e の地震に対しては. 図 10 に type1)Vs0.3Rt モデルの壁内柱引張力を示す．. 0.2rad 程度と 50kine の場合の半分以下に収まる . た. 縦軸は各モデルで最大を示した内柱の引張力 を繋梁. だし 1 0 0 k i n e の地震に対しては 3 層モデルにおいて. 1 本のせん断耐力( Q u ) で無次元化したものである．. 2.5rad 以上である．. 2 5 ki n e の地震波に対しては全モデルにおいて Q u と同. 4 ) 壁内柱には大きな引張力が作用するため S R C 構造. 程度であるが，6 層以上のモデルになると 5 0 k i n e の. とする必要がある．繋梁せん断耐力に対して 5 0 k i n e. 地震波では Q u の 2 倍程度，100kine の地震波では Q u の. の地震波では 2 倍程度，10 0kin e の地震波では 4 倍程. 4 倍程度の引張力 が生じている ．大地震時にも制振. 度の引張力 が生じる．. 壁が十分な剛性と耐力を保つ為に内柱は S R C 構造と. 参考文献. する必 要が ある .. 1)増田真吾 , 崎野健治:片持壁構造に関する研究 , 日本建築学 会九州支部研究報告 第 47 号 pp.357 ～ 360 2008.3 2)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 3) Kawano, A, Griffith M. C., Joshi, H.R. and Warner, R.F, : Analysis of the Behavior and Collapse of Concrete Frames Subjected to Severe Ground Motion, Research Report No.R163, Department of Civil and Environmental Engineering, The University of Adelaide，Australia, 1998. 11 4)Popovics，S., ・ Numerical Approach to Complete StressStrain Curve of Concrete,”Cement and Concrete Research, Vol.3, pp.583-599，1973. 3.5. 最大応答 せん 断力. 図 11 に，解析 2) による 6 層 typ e1)V s0.2 5 モデル における制振壁の最大応答せん断力，及び静的解析 における制振壁の最大せん断力を示す．静的解析に おいて 1 層のせん断力が小さいのは周辺フレーム柱 の断面が相対的 に大きく，1 層フレーム柱の負担せ ん断力が大きくなる為であるが , 図 1 1 に示すせん断 力に対して壁脚 C F T 短柱のせん 断耐力の設計を行え El Centro 八戸 東北 神戸 Taft 横浜 BCJ-L2 JSCA 八戸 JSCA 東北 JSCA 神戸 静的 終局強度指針による. 6 5 4 層. 3 2. 25kine. 1 0. 1000 2000 3000 4000 5000 6000 7000 8000 せん断力(kN). 6. 50kine. 6. 5. 5. 4. 4. 3. 3. 2. 2. 1. 1 0. 1000 2000 3000 4000 5000 6000 7000 8000 せん断力(kN). 100kine. 0. 1000 2000 3000 4000 5000 6000 7000 8000 せん断力(kN). 図 11 最大せん断力(type1 6 層 Vs0.25 モデル) 58-4. 5)崎野健治 , 増田真吾:RC フ レーム構造の性能設計法に 関する基礎的研究 , 日本建 築学会九州支部研究報告 第 4 7 号 p p . 3 5 3 ～ 3 5 6 2008.3 6 ) 日本建築技術者協会：建 築構造の計算と管理 J S C A 波(JSCA-10 ・300・L2-1), 2002.6.
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