損傷制御型RC系有壁架構の開発に関する予備的実験研究 [ PDF

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(1)損傷制御型 RC 系有壁架構の開発に関する予備的実験研究高橋恵介 1 はじめに. 2.2 実験概要. 当研究室では，柱降伏が先行する骨組を外周部に配した. 1) 試験体形状. RC 系有壁架構の研究に取組んでいる．このような骨組を. 試験体形状を図 2 に示す . 試験体のスパンは，柱の芯−. 実際に使用するには，層崩壊を防止するために連層耐震壁. 芯間距離で 1600mm とした . また，梁の芯−芯間距離を. を併設する必要がある．耐震壁を含む建物の設計に際して. 1390mm としている．この試験体は，スパン 4000mm で階. 留意する点は，耐震壁と架構の水平力負担割合にあると考. 高 3600mm 程度の建物における低層部の 2 層 1 スパン部分. えられる．耐震壁は高い水平剛性と耐力の保持，また，高. を取り出した骨組の 2/5 モデルに相当する．試験体は同一. さ方向の変形を一様化する役割を有しており，重要な耐震. のものを2体作製し，実験変数は載荷プログラムとした．漸. 要素となっている．一方で，耐震壁を有する建物では，震. 増振幅繰返しの試験体を SBF-1，同一振幅繰返しの試験体. 災は免れたものの，耐震壁に激しい損傷が生じるといった. を SBF-2 と呼ぶ . 柱の主筋量は 4-D13（pg=0.89%）とした．. 破壊性状を示す場合がある．これは，耐震壁の剛性が他の. また，塑性回転能力とせん断耐力を高めるため，□ -250×. 部材に比して著しく高く，水平力の負担割合が大きくなる. 250×6 mmの角形鋼管で補強した。鋼管に軸力を負担させ. ためである．図 1 に開発中の RC 系有壁架構の立面と平面. ないようにするため，下梁，上梁のフェイス位置において. を示す．当研究室では，コア部分に採用する耐震壁とし. 両者の間に 10mm のクリアランスを設けた．梁は，幅を柱. て，壁脚部に切欠きを設け，水平剛性と耐力を低減させた. 幅と同じ 250mmとし，せいは 810mmとした。これは通常の. 耐震壁を考えている．この理由は，上述したような破壊性. RC建物の腰壁，梁せい，垂壁を含む高さを想定したものと. 状を避け，入力する地震力を壁以外の部材に分散させ，コ. なっている。梁の引張鉄筋は 5- D16 (pt=0.49%)とし，あば. ア部分と外周部分の両方のエネルギー吸収能力を活用する. ら筋は D10 @100 (p w=0.57%)とした。試験体のコンクリー. ためである．また，この RC 系有壁架構は，外周架構，耐. ト打設は縦打ちとし，1層から 2層までを同時に打設した。. 震壁のそれぞれが損傷制御機能を有しており，RC 系建物. 試験体に用いた材料の力学的性質を表 1 に示す．. の耐震化に寄与すると考えられる．. 2) 実験方法. 本報では，提案している外周部の骨組と連層耐震壁の概. 鉛直荷重は 5MN 試験機により 506kN を載荷し，実験中一. 要と，これらの予備的な実験に使用したそれぞれ 2体の試. 定に保持した．柱 1 本の軸力は 253kN（軸力比 0.12）である．. 験体について述べる．. 水平力は1MN油圧ジャッキにより正負交番で繰返し載荷し，. 2.1 柱降伏先行型骨組. 上梁のみに作用させた．載荷は上梁の水平変位で制御した．. 外周架構はスパンドレルビームと鋼管横補強短柱からな. 載荷プログラムは漸増振幅繰返し型と同一振幅繰返し型で. る柱降伏先行型骨組である．スパンドレルビームは腰壁と. 行う．漸増振幅型では層間変形角R=± 0.25/100rad.からR=±. 垂壁を一体化したせいの高い梁で，剛強で斜めひび割れ等. 1.0/100rad. まで変位振幅増分を 0.25/100rad. とし，各変位振幅. が発生しないように設計可能であると考えられる．スパン. で 3 回の繰返し載荷を行い，その後，R= ± 1.5/100rad.，R= ±. ドレルビームを採用した場合, 柱の可撓長さが短くなるが，. 2.0/100rad. の載荷を 1 回ずつ行った．同一振幅型では層間変. 骨組としての剛性は高くなる．さらに，鋼管で横補強する. 形角 R= ± 3.0/100rad. で合計 8 回の繰返し載荷を行った．. ことでせん断破壊を免れて優れた復元力特性が発揮でき，. 250. 1850 125. 800. 800. 125. 4017040. 710. St D10 @100. 50. 560. 10. スパンドレルビーム鋼管横補強短柱. 2-D16. 810. 810. 3-D16. 50. 大変形時も損傷が目立たない効果も得られる．. □-250×250×6. 10. 3-D16. 2-D16. 4-D13 Hoop D6 @100. b) 梁断面図 250 30 190 30. St D10 @100. 250. 300 10. コア St D10 @75. 30 190 30. 810. 連層耐震壁. 3/3-D19. a) 配筋図図 2 試験体詳細図. 外周架構. 図 1 立面図と平面図 . 54-1. b) 柱断面図.

(2) 表1. 実験値と計算値の比較. 実験後の状況を写真 1 に示す．写真 1 より , 梁には曲げ. 降伏強度降伏歪み引張強度圧縮強度 2. (N/mm ). (μ). D-6(SD295) D-10(SD295) D-13(SD345) D-16(SD295) D-19(SD345) □-250×250×6. 365 1780 343 1670 381 1860 337 1640 394 1920 381 1860 コンクリート(SBF-1) コンクリート(SBF-2). 2. (N/mm ). 及びせん断ひび割れは殆ど観測されていない．SBF-1 と. 2. (N/mm ). 485 483 559 478 576 472. SBF-2 を比較すると，SBF-2 は，柱梁接合部部分にかぶりコンクリートの剥落が見られるが，SBF-1 にはこれといった損傷は観測されない．試験体は優れたエネルギー吸収性能を示す一方で，顕著な損傷は表面化されないことが示さ. 30.0 28.8. れた。ただし，R=3.0/100rad. のような大変形の繰返し載荷. 3 耐力評価試験体の降伏機構は，柱頭と柱脚の塑性ヒンジにより形成されるように設計した．この際，意図したことは，1)柱の脆性破壊を防ぐ，2)スパンドレルビームのひび割れを極力抑えることである．. 表 2 に，柱の曲げ耐力時のせん断力 CQf ，せん断耐力 CQs パンチングシア耐力 CQp ，梁の曲げ耐力 BQf ，せん断耐力BQs ，せん断ひび割れ強度 BQcr を示す．柱のせん断耐力，梁の曲げ耐力，せん断耐力は文献 1)より，柱のパンチングシア耐力は文献 2)及び文献 3)より，梁のひび割れ強度は文献 4)より算出した．表 2 より，柱は C Q s 及び C Q p が C Qf を上回り，曲げ破壊が先行し，脆性破壊が生じないことが分かる．梁は BQf 及び BQs が BQcr を上回っている．つまり，柱頭・柱脚に塑性ヒンジが形成されかつ上記2)を実現させるためには，梁のひび割れ強度時の水平力 BHcr が柱の曲げ耐力時の水平力 CHf 以上であればよい．BHcr と CHf を比較したものを表 3 に示す．表 3 より BH cr は C H f の約 1.90 倍となってい. 下では，柱端部のひび割れが，柱梁接合部部分に伝播して，この部分のかぶりコンクリートを剥落させることになる．柱は，鋼管で横補強されているが，一方で，柱梁接合部は，十分な拘束が得られているとは言えず，この部分の破壊が進行したものと考えられえる．この部分の補強は現実的には難しく，当該部分の局所的な補強を考えるよりも，建物全体の応答を小さく収めるような初期設計時における工夫を施すことが望ましいと考えられる．表 4 に，水平耐力実験値 Hexp と CHf を比較している．表 2 に示すようにいずれの試験体も，Hexp は CHf で誤差 3% 以内に精度良く評価できている． 5.1 損傷制御型 RC 造連層耐震壁図 4 に提案する連層耐震壁の水平変形時の概略図を示す．提案する連層耐震壁の特徴は，1)壁脚部の両端にスリットを有する，2)柱型を持たない，3)アンボンド鉄筋を有しているの 3 つである．表2 構成要素の耐力. る．これより，試験体は，梁のひび割れ強度に達する以前. (kN) 150 146. CQf. に柱の降伏が生じ，梁の負担せん断力はひび割れ強度の半. SBF-1 SBF-2. 分程度に留まると予想できる．. C Q s (kN). (kN) 576 564. CQp. 263 261. 表 3 BHcr は CHf の比較. 4 実験結果. CHf. 実験より得られた荷重−変形関係を図 3 に示す．図 3 に. SBF-1 SBF-2. は CHf を点線で示している．. 400. R=0.25/100rad.で柱主筋が降伏した．その後 , R=0.50/100rad.. 200. まで耐力が大きく上昇し続け，R=0.75/100rad. で柱頭，柱脚の柱と梁のスリット部に曲げひび割れが生じ始めた．また，R=1.5/100rad. で柱頭，柱脚のひび割れが柱梁接合部に若干伝播した。柱梁接合部にひび割れが伝播した後も，耐力低下は見られなかった．R=2.0/100rad.時の最大水平力は R=0.50/100rad. 時の 1.07 倍であり，R=0.50/100rad. 時には骨. 水平力(kN). SBF-1 試験体の実験経過について述べる．層間変形角. (kN) 300 292. B H cr (kN). BH cr /C H f. 562 550. 1.87 1.88. (kN) 319 319. BQf. B Q s (kN). B Q cr (kN). 504 496. 244 239. 表4 実験値と計算値の比較 Hexp(kN) SBF-1 SBF-2. CHf. (kN) H exp/C H f 300 0.99 292 0.97. 296 283. 0 -200 実験値計算値. -400 -3.0 -2.0 -1.0. 0.0. 1.0. 2.0. 層間変形角(×10 -2rad.). 実験値計算値. 3.0. -3.0 -2.0 -1.0. 0.0. 1.0. SBF-1. SBF-2. 図 3 荷重 - 変形関係. 組の崩壊機構がほぼ形成されたと考えられる． SBF-2 試験体の実験経過について述べる．層間変形角 R=0.38/100rad. で柱主筋が降伏した．R=1.7/100rad. 時に柱頭，柱脚の柱と梁のスリット部における曲げひび割れが柱梁接合部に伝播した．R=2.0/100rad. 以降，柱梁接合部の亀裂が大きくなり，コンクリートの剥離が見られ始めた．しかし，処女載荷時における R=3.0/100rad.時まで耐力の低下は見られなかった．2 サイクル目以降は載荷が繰返される度に剛性と最大耐力の低下が見られる．この理由は，繰返しに伴い柱梁接合部部分のかぶりコンクリートが剥落して柱の負担せん断力が低下したためと考えられる．. SBF-1 写真 1 実験後の試験体. 54-2. 2.0. 層間変形角(×10-2rad.). SBF-2. 3.0.

(3) 壁脚部両端のスリットや柱型については，コンクリート. 試験体のコンクリート打設は横打ちとし，耐震壁と基礎. の圧縮抵抗を妨げ，壁の水平剛性と耐力を下げるためであ. 梁を同時に打設した．鉄筋の付着除去は，鋼製の 30 φの. る．つまり，耐震壁の水平力負担割合を低くすることを意. シース管を用いた．シース管の上下にウエスとビニール. 図している．従来の曲げ破壊型耐震壁では，危険断面での. テープを用いて防水処理を施し，管内鉄筋を乾いた状態に. 中立軸深さが浅く，耐震壁や柱の脚部のコンクリートの圧. 保っている．. 壊や，耐震壁が鉛直方向に大きく伸びるといった性状が見. 試験体の一覧を表 5 に示し，試験体に用いた材料の力学. られる．上記 1），2）の処理により，断面の中立軸を試験. 的性質を表 6 に示す．. 体の中央よりに位置させることが可能となり，従来型の耐. 2) 実験方法. 震壁の諸問題を解決できると考えられる．また，スリット. 実験は，まず，鉛直荷重 N=520kN(軸力比 N/N 0=0.30)を. 部分には，壁縦筋が露出しており，これらの鉄筋が小変形. 載荷し，実験中一定に保持した．ここで，軸力比を算定す. 時に降伏し，エネルギー吸収デバイスとして機能するよう. る際の N0 は，壁脚部の断面(410 × 140 )に Fc=24(N/mm2)を. に設計している．3）のアンボンド鉄筋については，アン. かけて算定した．水平力は，1MN 油圧ジャッキを用いて，. ボンド鉄筋が弾性範囲内にあるとき，壁の剛性確保と引張. 正負交番で繰返し載荷した．載荷は壁脚部から 1600mmの. 力と圧縮力の偶力による曲げ戻しの力を利用して，残留変. 位置の水平変位で制御した．載荷プログラムは漸増振幅繰. 形を小さくすることを意図し，図 4 に示すように配置して. 返し型で，層間変形角R=±0.25/100rad.からR=±1.5/100rad.. いる．なお，壁の部材角 R は，図のように壁脚部の回転中. まで変位振幅増分を 0.25/100rad.とし，各変位振幅で 3回の. 心を断面中心においており，従来型の耐震壁とは異なる定. 繰返し載荷を行い，その後，R= ± 2.0/100rad. の載荷を 1 回. 義になっていることに注意を要する．. 行った．. 5.2 実験概要. 6 最大耐力と荷重ー変形関係. 1) 試験体形状. 実験より得られた荷重−変形関係を図 6 に示す．図 6 の. 試験体の詳細を図 5 に示す．試験体は , 中層 RC 建物(6 ∼. 縦軸は載荷点の水平力 H(kN)で，横軸は壁の部材角 R (×. 12 層)を想定した 2/5 スケールの耐震壁と基礎梁から成る. 10 -2rad.)である．. ものである．試験体は同一形状のものを 2 体作製し，壁体. DW-295U-0.3の実験経過について述べる．部材角R=0.23/ 810. 内部の配筋を実験変数とした．. 200. 410. 200. 耐震壁の高さは 1862mm で，断面形状は，基礎梁上面 20mmの位置から壁脚部に向けて絞るようにスリットを設けており，壁脚部以外では 810 × 140 で，壁脚部では 410. 4035. 150 404040404040404040. 150. 35 40. 150. 35 40. 810. 20 300. するよう設計した．. 150 404040404040404040. 2929. ウエス,ビニールテープ. は R=0.70/100rad.，DW-490U-0.3 では R=1.00/100rad. で降伏. 4035. 2929. 呼ぶ．アンボンド鉄筋の付着除去長さは，DW-295U-0.3 で. シース管. を DW-295U-0.3,SD490を配筋した試験体を DW-490U-0.3と. 140. と D13-SD490 の 2 種類を使用し，SD295 を配筋した試験体. 1300(付着除去区間). ンド鉄筋の種類である．アンボンド鉄筋には，D10-SD295. 1862. 筋量は D10@80とした．実験変数は試験体に用いたアンボ. 140. 810. × 140 としている．壁の縦筋量は D10@40 ダブルとし，横. l. a) 配筋図. b) 断面図. 図 5 試験体詳細図表 5 試験体一覧試験体 DW-295U-0.3 DW-490U-0.3 140×810. 付着除去区間. B×D B×D(脚部). 140×410. 縦筋横筋アンボンド鉄筋. D10@40ダブル(SD295) D10@80ダブル(SD295) SD295 SD490. 表 6 材料の力学的性質降伏強度降伏歪み引張強度. R. 地震時の過大な損傷を防ぐ. 2. 早期に降伏しエネルギー吸収に寄与. D-10(SD295) D-13(SD490) D-19(SD345) コンクリート. Nt Nc 図 4 損傷制御型 RC 造連層耐震壁の概略図. 54-3. 2. (N/mm ). (μ). (N/mm ). 355 539 387. 1730 2630 1890. 466 662 548. 圧縮強度 2. (N/mm ). 30.3.

(4) 100rad. でスリット部分の露出鉄筋が降伏した．その後，耐. 100rad.以降の繰返し載荷によって起きたもので，設計上の. 力は上昇を続け，R=0.50/100rad. で壁脚部の縦筋が降伏し，. 変形のクライテリアである R=1.0/100rad. 以内の変形では，. R=0.70/100rad. でアンボンド鉄筋が降伏した．試験体には. 目立った損傷は観測できなかった．通常の耐震壁では，曲. 斜めひび割れは全く観測されず，試験体は曲げ破壊が先行. げ破壊が先行するものであっても，曲げひび割れが壁板の. したと考えられる．試験体には，R=0.75/100rad. の繰返し. 上部にまで進展し損傷が壁板全体に広がることや，コンク. 載荷まで，顕著なひび割れは全く観測されなかった．. リートの圧壊により被り部分が剥落し，鉄筋が露出すると. R=1.0/100rad.の繰返し載荷で壁板と壁脚部に曲げひび割れ. いった破壊性状が見られる．しかし，図7に示すように，提. が数本観測された．R=1.5/100rad. の繰返し載荷で，壁脚部. 案する耐震壁では，損傷は，試験体下部のスリット近傍に. のコンクリートの剥離と新たなひび割れが数本観測され. のみ観察され，生じたひび割れの本数も，従来の耐震壁に. た．その後，R=2.0/100rad. の繰返し載荷を行ったが，試験. 比して著しく少なかった．. 体には新たな損傷は観測されなかった．. 試験体の最大耐力について述べる．試験体は，曲げ破壊. DW-490U-0.3の実験経過について述べる．部材角R=0.29/. により最大耐力を発揮しているので，曲げ耐力時の水平力. 100rad. でスリット部分の露出鉄筋が降伏した．その後，耐. Hf により，耐力評価を行う．水平力 H f は，文献 5)に示さ. 力は上昇を続け，R=0.51/100rad. で壁脚部の縦筋が降伏し，. れている式より算出した壁脚部断面(4 10 × 14 0)の曲げ. アンボンド鉄筋が降伏するまで耐力が上昇した．R=1.11/. モーメントにアンボンド鉄筋とスリット部分の露出鉄筋に. 100rad.でアンボンド鉄筋が降伏した後は，耐力の上昇は観. よる負担曲げモーメントを足し合わした曲げ耐力を加力点. 測されなかった．本試験体にも斜めひび割れは全く観測さ. 高さで除して算出した値である．表 7 に実験により得られ. れず，試験体は，曲げ破壊が先行したと考えられる．破壊. た最大水平力 Hexp と計算値 Hf を比較したものを示す．表 7. 性状も DW-295U-0.3 と同様の経過を辿った．ただし，DW-. に示すように，いずれの試験体も Hexp を Hf により誤差 6%. 490U-0.3 では，R=2.0/100rad. の負側載荷において，試験体. 以内で精度良く評価できている．表 7 実験値と計算値の比較. 側面のコンクリートの剥離が観測された．図 6 から分かるように，いずれの試験体も急激な耐力低. 試験体. 下を示すことなく安定した履歴性状を示した．これは，曲. DW-295U-0.3 DW-490U-0.3. げ破壊先行の耐震壁の特徴で，せん断破壊やパンチングシ. 実験値H exp 131 165. 最大水平力(kN) 計算値H f 124 163. H exp /H f 1.06 1.01. ア破壊が起きていないことを示している．. 7 まとめ. 図7に実験後の各試験体の損傷をスケッチしたものを示. 本研究では，開発中の RC 系有壁架構の外周骨組と連層. す．DW-295U-0.3 では，壁脚部の圧縮破壊によるかぶりコ. 耐震壁について実験を実施した．得られた結論を示す．. ンクリートの剥落が見られ，これに接続する形でひび割れ. 1) 骨組試験体の履歴性状は，鋼管横補強短柱の曲げ変形に. が伸びている．しかしながら，こうした破壊は，R=1.5/. 支配され，安定した履歴曲線を示した．. 200. 2) 壁試験体の履歴性状は，壁脚部の曲げ破壊が先行し，せ. 150. ん断破壊やパンチングシア破壊を起こすことなく，安定. 水平力(kN). 100. した履歴曲線を示した．. 50. 3) 骨組試験体，壁試験体ともに，その最大水平耐力を簡便. 0 -50. な方法により精度良く評価できた．. -100 実験値計算値. -150 -200. -2.0. -1.0. 0.0. 1.0 -2. 部材角(×10 rad.). DW-295U-0.3. 2.0. 実験値計算値 -2.0. -1.0. 0.0. 1.0. 4) 各試験体の損傷は，R=1.00/100rad. 以内では ,殆ど観察されなかった．最終的な破壊状況も，骨組試験体では，柱. 2.0. -2. 部材角(×10 rad.). 端部にのみ損傷が集中し，壁試験体では，通常の耐震壁. DW-490U-0.3. に比して軽微なものであった．骨組試験体，壁試験体と. 図 6 荷重 - 変形関係. もに，優れた損傷制御性能を有することが確認できた．. DW-295U-0.3. DW-490U-0.3. 図 7 試験体のひび割れ図. 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，pp.192,pp245,pp247.2001.10. 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，pp.102,pp.360,2001.10. 3) Nasruddin,J, Sakino,K, Nakahara,H and Matsubayashi,H : Punching Shear Strength of Edge Columns in Energy Dissipaton Structural Walls (EDSWs)，Proceedings of 4th International Conference on Steel ＆ Composite Structures, Sydney, July 21-23, 2010, DVD-ROM 4) 日本建築学会：鉄筋コンクリート造建物の靭性保証型耐震設計指針同解説，pp.140,1999.8. 5) 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, pp.191, 2001.10.. 54-4.

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