包括的耐震性能評価実験
その 15 カーテンウォール試験体の概要
正会員 ○斉藤 功男*1, 同 神崎 喜和*1,
同 齋藤 直佳*1, 同 長江 拓也*2,
同
高谷 和樹*2, 同 鈴木 里佳子*2, 同 梶原 浩一*3, 同 藤原 淳*3,
同
岸田 明子*3, 同 荒井 智治*3,
同 西 崚汰*3
カーテンウォール
1.

振動台実験

E－ディフェンス

はじめに
本稿では、10 層鉄骨造オフィス試験体に実装したカーテンウォールの試験体概要と設計・施工状況について述

ノックダウン方式

べる。
2.

カーテンウォール試験体概要
ノックダウン方式（KD）とバックマリオン方式（BM）、ユニット方式（UN）の 3 種類の工法によるカーテンウォ
ールを用いた。KD 方式と BM 方式は部材を現場に搬入し、建物上で組み上げる工法である。一方、UN 方式は、基本

ユニット方式バックマリオン方式

Fig. 1 試験体平面図(左：低層部、右：高層部)
ユニット方式

的には工場でガラス施工まで完了させ、現場作業を削減している工法である。
Fig. 1、Fig. 2 にカーテンウォール試験体の平面図と立面図を示す。低層部(1 層～4 層) は、南面と東面に KD 方式、
北面と西面に BM 方式を施工し、高層部 (6 層~10 層) は 4
面すべてに UN 方式を施工した。
Fig. 3 に工法ごとのカーテンウォールの姿図を示す。KD
方式、BM 方式ともに 2F の長辺面を基準部とし、腰部高さ 600mm、開口部高さ 2000mm の階高 H = 2600mm、方立
芯間 W = 1500mm にて配置した。高層部は、8F の長辺面

ノックダウン方式

を基準部とし、腰部高さ 500mm、開口部高さ 2000mm の
階高 H = 2500mm、ユニット幅 W = 1500mm にて配置した。
低層高層ともに、開口部には複層ガラスを設置し、腰部には単板ガラスおよび耐火ボードを設置した。一般的には腰部の耐火ボード高さは 800mm 以上が必要となるが、(a) 南面(b) 東面ユニット方式

今回は開口部の層間変位に対して不利になるように低く設定した。Table 1 にカーテンウォール方式ごとの重量を示す。
また、KD 方式と UN 方式には、センサ・アラートシス
テムのための LED およびジャイロセンサを取り付けている。
Table 1 カーテンウォール重量
重量[kg]
ND 方式
BM 方式
開口部ガラス
腰部ガラス
耐火ボード
アルミ部材
合計(その他含む)

86
13
18
30
170

86
13
18
30
170

Comprehensive seismic performance assessment
testing Part 15. A set of curtain wall test systems

UN 方式
115
10
15
56
220

バックマリオン方式

ｆ(c) 北面(d) 西面

Fig. 2 試験体立面図

SAITO Isao, KANZAKI Yoshikazu, SAITO Naoyoshi, NAGAE Takuya,
TAKAYA Kazuki, SUZUKI Rikako, KAJIWARA Koichi,
FUJIWARA Jun, KISHIDA Akiko, ARAI Tomoharu, NISHI Ryota

500mmH = 2600mm

2000mmH = 2600mm

金属カーテンウォールは軽量なため、慣性力の影響は耐2000mm

2000mm力に対する安全性を組み合わせて検討されるが、一般にH = 2600mm

カーテンウォールの耐震性は層間変位追従性能と慣性

600mm

600mm

3. 施工方法と層間変位追従機構
・施工方法

風圧より小さくなる。この為、層間変位追従性能を耐震性として考えている。ここでは、カーテンウォールの施工方法と層間変位追従機構について述べる。

W = 1500mm

W = 1500mm

W = 1500mm(a) KD 方式(b) BM 方式(c) UN 方式

実験準備時のカーテンウォール施工状況を Fig. 4 に示す。

Fig. 3 カーテンウォール姿図

また、基本的なカーテンウォールとして KD 方式の施工手順を以下に示す。
1.

躯体にファスナー取付け用の先埋め材を取付ける。

2.

先埋め材に対して、ファスナーを図面指示に従い仮
固定する。

3.

ブラケット付き方立（たて材）を、ファスナーに対して取付ける。この時に方立の取付け高さおよび面

Fig. 4 カーテンウォール施工状況 (UN 方式)

内の取付け位置を調整する（本固定）。
4.

無目（横材）を方立に対して取付ける。

5.

耐火ボードを取付ける。

6.

外部側よりガラスを取付ける（シール）。
このとき BM 工法では、4. で「各枠（開口部、腰部）をそれぞれ方立に取付ける」とし、UN 工法では、3. 以降
シール

で「工場完成（ガラス、ボード施工済）ユニットをファスナーに取付ける。（本固定）」とすることで施工される。
Fig. 5 にファスナーおよびブラケット、シールを示す。

(b)シール(a)ファスナーおよびブラケット
Fig. 5 カーテンウォール細部

・層間変位追従機構
KD 方式および BM 方式の層間変位追従機構はブーカムの計算式(式(1)、式(2))による。サッシに水平力が作用しスライドた場合、サッシはガラスと接触するまでせん断変形し、回転続いてガラスが水平移動する。変形量𝛿1 でガラスが反対側のサッシと接触する。さらにサッシのせん断変形が増加

サッシ
ガラス

するとガラスが回転を始め、変形量𝛿2 でガラスとサッシがサッシの対角でせり合う(Fig. 6)。その後わずかな変形でガラスが破損する。𝐶：サッシとガラスの間のクリアランスである。
𝛿1 = 𝐶1 + 𝐶2

(1)𝐻
𝛿2 = 𝛿1 + (𝐶3 + 𝐶4 )𝑊

(2)UN 方式では、通常時左右それぞれのたて枠に取付けた

Fig. 6 ガラス部の層間変形追従機構 (ブーカム式)
4. おわりに
今回の実験で用いたカーテンウォールの試験体概要を示した。また、3 種のカーテンウォールについて、その設計思想や施工方法について述べた。
その 16 では、カーテンウォールに設置した計測データ
を用い、躯体の層間変位量との比較を行う。

ブラケット 2 個にてユニットの自重を支持している。層間

謝辞

変位が生じた場合は、変位方向のブラケットのみを基準

この研究は、防災科学技術研究所、名古屋大学、不二サにユニット全体がロッキングをすることで変位に追従すッシ株式会社、文化シヤッター株式会社の共同研究「地る。カーテンウォール自体が面剛性を保持しているため、 震対応力向上のための外装材内蔵型センサ・アラートシ
各部材が単独で変位するのではなく、ユニット全体がロ
ステムの研究開発」により実施した。
ッキングをすることで層間変位に追従する。
*1 不二サッシ株式会社*2 名古屋大学*3 防災科学技術研究所*1 FUJISASH Co., Ltd.
*2 Nagoya University*3 National Research Institute for Earth Science and Disaster Resilience包括的耐震性能評価実験
その 16
カーテンウォール計測計画と実験結果概要
正会員 ○齋藤 直佳*1 同
同
高谷 和樹*2 同
同藤原 淳*4
同カーテンウォール

振動台実験

神崎
浅井
岸田

喜和*1
竜也*3
明子*4

同
同
同

斉藤
長江
荒井

功男*1
拓也*2
智治*4

同
同
同

鈴木 里佳子*2
梶原 浩一*4
西 崚汰*4

モーションキャプチャー

1.はじめにその 15 では、カーテンウォールの施工状況と設計概要について述べた。本稿では、モーションキャプチャーを用いたカーテンウォール計測について、計測概要と、計測データを用いた躯体層間変形量との比較を行う。
2.モーションキャプチャー計測概要
本実験では、カーテンウォール計測にモーションキャ
プチャーを用いた 3 次元画像計測を行った。方立全体変形の把握と、2 種のカーテンウォールの詳細計測を目的として、南面・東面の方立、無目、ガラスにマーカーを設置した(Fig.1, Fig.2)。40mm のマーカーを使用した(Fig. 2)。
計測は 19 台のカメラを用いて行った。実験時のカメラ振動によって生じるノイズを避けるため、試験体付近へのカメラ設置は行わず、望遠レンズを使用した。カメラ
配置は長辺方向上層・長辺方向下層・短辺方向上層・短Fig. 1 マーカー設置位置（左：南面、右：東面）

辺方向下層それぞれについて、面内・面外 2 方向 8 ケースに分けて検討した。カメラ画角を計算し、上記すべてのケースにおいて、3 台以上のカメラで計測できるようにカメラを配置した。なお、モーションキャプチャー計測での精度確保が難しいとされる面外方向については、計測面に対して 20 度程度・45 度程度に角度をつけてカメラを配置した（例：長辺下層計測：L1・L3・L8・L10 (Fig.3)）。
カメラは実験場床・2 階キャットウォーク・3 階キャット
ウォークに設置した。実験場床設置カメラは振動台から離れた位置に重量物を用いて固定し、キャットウォーク
設置カメラは振動の影響が少ない柱や梁に固定した(Fig.4)。
以降に示す結果は、実験後にノイズなどを見て、適宜カ

Fig. 2 マーカー設置状況

Fig. 4 カメラ設置状況

メラを選択して再計算を行ったものである。

下層
計測用

上層
計測用

Fig. 3 カメラ配置
Comprehensive seismic performance assessment testing
Part 16 Curtain Wall Measurement Plan and Summary ofExperimental Results

Fig. 5 カーテンウォール変形 3 次元表示
SAITO Naoyoshi, KANZAKI Yoshikazu, SAITO Isao,
SUZUKI Rikako, TAKAYA Kazuki, ASAI Tatsuya,
NAGAE Takuya, KAJIWARA Koichi, FUJIWARA Jun,
KISHIDA Akiko, ARAI Tomoharu, NISHI Ryota,

[mm]

[mm]

3.計測結果Fig.6 は、躯体 RF の変形が最大となる時刻における、カーテンウォール変形と躯体変形を示している。ここで、躯体の変形は、各層でレーザー変位計を用いて計測した
層間変形の和を用いている。カーテンウォール変形は長辺方向 Fig.1 右から 4 本目の方立変形である。カーテンウ
ォール変形図から、面内方向は複雑な変形形状を示し、― カーテンウォール― 躯体

各階層の接続部に変形が集中している。マーカーを設置[mm]

した室外側(LED カバー)は、カーテンウォールユニットご[mm]Fig.6 CW 全体変形図 (JMA 神戸 100%加振)（左：長辺面内方向、右：長辺面外方向）とに分かれており、上下のカーテンウォールでこの場所に大きな変形差が生じていることを実験時動画で確認した。低層部(1～4F)のノックダウン方式のカーテンウォー― カーテンウォール
― 躯体

1F

1F

2F

2F

3F

3F

4F

4F

6F

6F

7F

7F

8F

8F

9F

9F

10F

10F

ルについては、方立がジョイントスリーブによりクリア
ランスを持ち接続されており、高層部(6～10F)のユニット方式のカーテンウォールについては 4 方枠の組み合わせにより接続されている。このようなディティールを持つことが各階層の接合部に変形が集中する原因の一つである。
面外方向では、面内方向にみられた複雑な変形はみられなかったが、躯体変形よりカーテンウォール変形が大きい。これは、各層レーザー変位計計測値の和から求めた
躯体変形が、躯体全体の曲げ変形の影響を測定することができず、特に曲げ変形が大きくなる面外方向(躯体短辺方向)において、全体座標系で計測するモーションキャプ
チャーと比較して計測値が小さくなることが原因だと考えられる。
Fig.7 は各層における躯体層間変形角とカーテンウォー
ル変形角を示している。ここで、カーテンウォール部材
角は、ビジョン部下部設置マーカーとスパンドレル部上部設置マーカー間の変位量を、初期位置の高さで除して算出している。面内方向では、カーテンウォール変形角は躯体層間変形角より小さな値を示す。一方で、面外方向では躯体とおおむね一致している。面内方向において差がみられる理由は、カーテンウォールがビジョン部とスパンドレル部で構成されていることが、方立が複雑な変形を起こすことの一因であると考えられる。今後方立の変形についてより詳細に分析を進めていく。
4.おわりにモーションキャプチャーを用いたカーテンウォール計
測計画と実験結果の概要を示した。
謝辞
この研究は、防災科学技術研究所、名古屋大学、不二サッシ、文化シヤッターの共同研究「地震対応力向上のための外装材内蔵型センサ・アラートシステムの研究開発」
により実施した。

*1 不二サッシ株式会社*2 名古屋大学*3 東京大学生産技術研究所*4 防災科学技術研究所

Fig.7 層間変形角と CW 変形角 (JMA 神戸 100%加振)（左：長辺面内方向、右：長辺面外方向）*1 FUJISASH Co., Ltd.
*2 Nagoya University*3 IIS, The University of Tokyo*4 National Research Institute for Earth Science and Disaster Resilience包括的耐震性能評価実験
その 18 等価１自由度縮約系による数値解析と実験
正会員 ○高谷 和樹*1, 同 長江 拓也*2, 同 金 家良*3, 同 浅井 竜也*4,
同
梶原 浩一*5, 同 藤原 淳*6,
同 岸田 明子*6, 同 西 崚汰*7
鋼構造骨組
振動台実験
1.

等価 1 自由度系
数値解析

エネルギー入力

はじめに
その 2 では，10 層鉄骨造プロトタイプ建物モデルを用

長辺

短辺ℎ =10%

いて，確率論に基づく地震被害時修復コストを計算し，2ℎ =10%

次部材を含む包括的耐震性能評価を行った 1)．本手法の過100%加振
75%加振
50%加振
25%加振

程において，静的増分解析から計算される等価な 1 自由度
縮約系の性能曲線が最終的な評価に大きな影響を与える．
本稿では，10 層鉄骨造オフィス振動台実験の JMA 神戸

Fig. 1 エネルギースペクトル波加振時の計測データから等価な 1 自由度縮約系に置換し， 4. 等価な 1 自由度系への縮約
事前解析と比較することで解析再現性を確認する．
(2) ~ (4)式を用いて等価な 1 自由度縮約系の代表変位
2.

数値解析モデルその 4 では，本実験の事前解析としてフレームモデルを

1
1
1𝑆𝑑 (𝑡)と代表加速度 1𝑆𝑎 (𝑡)を求めた．1

次モード形状 11𝑢𝑖 は，

加振ごとに最大層間変形角分布形状を用いた．

用いた数値解析を実施している 2)．各構面の各階を剛棒でブ合成効果を考慮し，降伏耐力は 1.3 倍，剛性は 1.22 倍と{ 11𝑢}T [𝑀]{1}{ 11𝑢}T [𝑀]{ 11𝑢}
1 1 1
∑𝑁
𝑖=1 𝑚𝑖 1𝛽 1𝑢𝑖 1𝛿𝑖 (𝑡)1
1𝑆𝑑 (𝑡) =1 1∑𝑁
𝑖=1 𝑚𝑖 1𝛽 1𝑢𝑖𝑁
1 1∑𝑖=1 𝑃𝑖 (𝑡) 1𝛽 1𝑢𝑖 11𝑆𝑑 (𝑡)
1
(𝑡)
𝑆𝑎
=
1
1 1
1
∑𝑁
𝑖=1 𝑚𝑖 1𝛽 1𝑢𝑖 1𝑆𝑑 (𝑡)した．実情を再現するため，計算に用いた材料強度は公

ここで， 11𝛽 ：1 次の刺激係数，[𝑀]：各階の質量𝑚𝑖 から

称値を 1.3 倍した値とし，降伏後剛性は 10%とした．BRB

成る質量マトリクス， 11𝛿𝑖 (𝑡)：各階の基礎からの相対変位，は弾性部と塑性部を統合した等価な弾塑性トラス材とし𝑃𝑖 (𝑡)：各階の慣性力である．最大層間変形角分布は，解た．減衰定数は 2.5%とした．

析値と実験値で，長辺方向：最大 25mm 程度，短辺方向：

1

1𝛽 =

ピン接続した 2 次元モデルとし，柱と梁の材端に部材変形と柱梁接合部の非線形挙動を含めたバイリニア弾塑性回
転ばねとした．回転ばねの弾性剛性は曲げ理論から計算し，降伏耐力には全塑性モーメントを用いた．梁のスラ

本稿では，この数値解析方針のもと，BRB の断面積条

(2)
(3)
(4)

最大 45mm 程度の差が生じた．なお，その 20 では 2 次モ件と建物重量を実験条件に合わせて修正した．また，入ード抽出のために変形分布が最も近い平均的な一定振動
力地震動には振動台上で計測された加速度波形を用いた． モードの 2 乗累積和を最小とする一定モードの抽出手法
3)
3. 実験におけるエネルギー入力検証を用いたが，1 次の代表加速度 11𝑆𝑎 と代表変位 11𝑆𝑑 におい
Fig. 1 に，振動台上で計測された加速度に対するエネルて本稿で示すデータと相違ないことを確認している．
ギースペクトル (減衰定数 h = 10%) と，等価 1 自由度縮Fig. 2 に代表加速度 11𝑆𝑎 と代表変位 11𝑆𝑑 の時刻歴波形を示

約系の履歴エネルギー吸収量を式(1)により速度置換した

す．長辺方向では解析値と実験値とで概ね整合している

値𝑉𝑒 を示す．等価 1 自由度縮約手法は後に 4 章で述べる．

が，短辺方向では位相ずれが確認できる．今回の数値解̅(1)
𝑉𝑒 = √2𝐸 ⁄𝑀
ここで，𝐸：等価 1 自由度縮約系の履歴エネルギー吸収̅ ：等価質量である．各加振の最大変位点と最小変位量，𝑀析モデルでは，既往の実験研究に基づき，実情に整合す

点を結ぶ割線の傾きを角振動数𝜔の 2 乗として計算した等は，これらの係数の体系的評価法の確立が望まれる．

価周期を横軸とした．

るよう材料強度や弾性剛性，降伏強度，降伏後剛性を設
計値より割増している．建物性能の精確な評価のために
Fig. 3 に代表加速度 11𝑆𝑎 と代表変位 11𝑆𝑑 の関係を示す．な

実験値と解析値ともに速度換算値は同程度となった．

お，代表加速度 11𝑆𝑎 は重力加速度 g で除しせん断力係数相

入力振幅倍率の増加に対応して等価周期が大きくなる．

当とし，代表変位 11𝑆𝑑 は等価高さℎ𝑒𝑞 で除し変形角相当と本実験において，エネルギースペクトルに整合したエネ

している．

ルギーが入力された．
Comprehensive seismic performance assessment testing
Part 18. Numerical Analysis and Experiments in ESDOF

TAKAYA Kazuki, NAGAE Takuya, JIN Jialiang,
ASAI Tatsuya, KAJIWARA Koichi, FUJIWARA Jun,
KISHIDA Akiko, NISHI Ryota

長辺方向（BRB 有り），短辺方向（純フレーム）ともに
JMA 神戸波 50%加振までは，数値解析と実験で剛性の実情が良く一致している．長辺方向では JMA 神戸波 75%加

JMA神戸波25%
長辺

JMA神戸波25%
短辺

JMA神戸波50%
長辺JMA神戸波50%
短辺

JMA神戸波75%
長辺

JMA神戸波75%
短辺

JMA神戸波100%
長辺JMA神戸波100%
短辺

振以降，塑性化が進行すると片側に大きく履歴が広がり，非対称の応答となる傾向が数値解析に見られた．また，
せん断力係数は，数値解析において 1.0 程度で頭打ちとなる一方で，実験では 1.3 程度となり，降伏後の耐力上昇がより顕著であることが確認できる．短辺方向では，せん
断力係数と変形角ともに数値解析が 10%程度小さく評価
された．
5.

おわりに
10 層鋼構造オフィスの実験計測データと事前解析結果の等価な 1 自由度縮約系における比較を行った．今後は，層間変形分布，部材塑性変形量の傾向も含めて，数値解析モデルによる実験再現をさらに推進する．
謝辞
この研究は，防災科学技術研究所，北海道大学，名古屋大学，近畿大学，東北大学の共同研究「10 層鋼構造架構において座屈拘束ブレースの存在が周囲架構の内力分布と変形に及ぼす影響」により実施した．
参考文献
1)

2)

3)

YOSHIKAWA Kento, NAGAE Takuya, Lignos Dimitrios, ASAI Tatsuya,
FUJIWARA Jun, KISHIDA Akiko, KAJIWARA Koichi : Comprehensive seismic
performance assessment testing Part 2. Assessment including cost on the ten-story
prototype building, Architectural Institute in Japan (AIJ) Convention, 22409, 2022
CHUNG Yu-Lin, NAGAE Takuya, JIN Jialiang, Lignos Dimitrios, OKAZAKI
Taichiro, MATSUMIYA Tomohiro, FUJIWARA Jun, KISHIDA Akiko,
KAJIWARA Koichi : Comprehensive seismic performance assessment testing Part
4. Numerical simulation of the ten-story test specimen, Architectural Institute inJapan (AIJ) Convention, 22411, 2022
滝澤春男：梁崩壊型靱性架構の動的機構形成における定モード成分の抽出, 構造工学論文集, vol. 36, pp. 245-258, 1990.

Fig. 3 等価 1 自由度縮約履歴 ( 11𝑆𝑎/g vs 11𝑆𝑑/H)

JMA神戸波25% 長辺

JMA神戸波25% 短辺

JMA神戸波25% 長辺

JMA神戸波25% 短辺

JMA神戸波50% 長辺

JMA神戸波50% 短辺

JMA神戸波50% 長辺

JMA神戸波50% 短辺

JMA神戸波75% 長辺

JMA神戸波75% 短辺

JMA神戸波75% 長辺

JMA神戸波75% 短辺

JMA神戸波100% 長辺

JMA神戸波100% 短辺

JMA神戸波100% 長辺

JMA神戸波100% 短辺

Expt.

AnalysisExpt.

AnalysisFig. 2 等価 1 自由度縮約系の時刻歴波形(左：代表加速度 11𝑆𝑎，右：代表変位 11𝑆𝑑)*1 名古屋大学大学院環境学研究科 博士後期課程・修士（工学）*2 名古屋大学減災連携研究センター 准教授・博士（工学）*3 名古屋大学大学院環境学研究科 博士後期課程・修士（工学）*4 東京大学生産技術研究所 准教授・博士（工学）*5 防災科学技術研究所 研究統括・博士（工学）*6 防災科学技術研究所 主幹研究員・博士（工学）*7 防災科学技術研究所 特別技術員・修士（工学）*1 Nagoya University, Ph. D student, M. Eng.
*2 Nagoya University, Assoc. Prof., Dr. Eng.
*3 Nagoya University, Ph. D student, M. Eng.
*4 IIS, The University of Tokyo, Assoc. Prof., Dr. Eng.
*5 NIED, Project Director, Dr. Eng*6 NIED, Senior Research Fellow, Dr. Eng*7 NIED, Technical Staff, M. Eng.

包括的耐震性能評価実験
その 19 等価減衰定数の評価方法の検討
正会員 ○重田 永生*1, 同 長江 拓也*2, 同 浅井 竜也*3, 同 高谷 和樹*4,
同
梶原 浩一*5, 同 藤原 淳*6,
同 岸田 明子*6, 同 荒井 智治*7, 同 西 崚汰*8鋼構造骨組
等価減衰定数

振動台実験
降伏変形

等価 1 自由度系
バイリニア置換

1. はじめに
本稿では，その 18 で導出した 10 層鉄骨造オフィス振動
台実験における等価 1 自由度系の代表加速度𝑆𝑎 と代表変位𝑆𝑑の関係から求める等価減衰定数 1)と既往の等価減衰定数評価式 2)~5)の比較検討を行う。
2. 𝑺𝒂－𝑺𝒅関係から計算する各サイクルの等価減衰定数 1)
JMA 神戸波 25%，50%，75%，100%の各加振において，とで，式(2)が導かれる。

代表加速度𝑆𝑎 と代表変位𝑆𝑑の関係図から，1 サイクルご② 完全バイリニア型 3)

heq 

2
1 4 K 0 y (1  p )(   1)
2 (1  p )(   1)
 h0 
 h (2)1
4  p  (   1) 0
2 2
K e y 2

ここで，𝜇：塑性率，𝛿 ：降伏変位，𝐾 ：初期剛性，
𝑝：初期剛性に対する 2 次剛性比率，𝐾 ：等価剛性，ℎ ：内部減衰とする。

との等価減衰定数を式(1)により求める。1 サイクルは代表想定する完全バイリニア型と定常状態の概念図を図 1 の加速度の正負が切り替わる点で切り出した。なお，以降②に示す。骨格曲線の最大強度を完全バイリニアの降伏の計算式において，代表加速度を単位質量当たりの力と強度とし，初期剛性はバイリニアと骨格曲線とで履歴面想定し，水平せん断力として使用している。

積が等しくなるよう求めた（図 2）。①バイリニア型と同

ℎ

1 ∆𝑊
=
4𝜋 𝑊

(1)

ここで，∆𝑊：1 サイクルの履歴吸収エネルギー，𝑊：様の手順で式(1)から式(3)が導かれる。

heq 

正負の最大代表加速度点でのポテンシャルエネルギーの2
1 4 K 0 y (   1)2
 h0  (1  1  )  h0
4 1 K  2  2
e y2

平均とする。

③ 剛性劣化型 1), 3)~5)

3. 評価式による等価減衰定数
代表加速度𝑆𝑎 と代表変位𝑆𝑑の関係図から骨格曲線を作

劣化型と仮定することで，同様に式(4)が導かれる。

(3)

図 2 の完全バイリニアから，定常状態を図 1 の③の剛性成する。骨格曲線から特定の定常状態（①バイリニア型，②完全バイリニア型，③剛性劣化型）を仮定し，履歴曲
線を線形置換することで導かれる 3 種の評価式 2~5)を用いて等価減衰定数を評価する。本稿では正側負側でそれぞ

heq 

2
1 4 K 0 y (    )1
 h0  (1  1
14K e y 2  22 )  h0(4)

れ骨格曲線を作成する。はじめに、2 章で使用したすべてのサイクルから，対応する加振の最大代表加速度の 1/10以上の加速度を持つサイクルを抽出する。その後，抽出した全てのサイクルにおいて，正側負側それぞれで代表
加速度𝑆𝑎と代表変位𝑆𝑑 が共に更新される点を取り出し，
骨格曲線とした。
① バイリニア型 2)想定するバイリニア型と定常状態の概念図を図 1 の①に示す。正負それぞれの骨格曲線の 𝑆𝑑 = −50，50 [mm]における点と原点を結ぶ直線を初期剛性とした。2 次剛性は，最大強度点を含み，バイリニアと骨格曲線とで履歴面積が等しくなるよう求めた（図 2）。置換したバイリニアと想定する定常状態から，履歴吸収エネルギー∆𝑊，およびポテンシャルエネルギー𝑊を計算し，式(1)に代入するこ

図 1 等価減衰定数評価式の概念図
Comprehensive seismic performance assessment testing
Part 19. A study on Equivalent Damping Factor

SHIGETA Eiki, NAGAE Takuya, ASAI Tatsuya,
TAKAYA Kazuki, KAJIWARA Koichi, FUJIWARA Jun,
KISHIDA Akiko, ARAI Tomoharu, NISHI Ryota

4. 各評価式による等価減衰定数の比較
図 3 に 2 章で算出した各サイクルでの等価減衰定数を点で，3 章で算出した評価式による等価減衰定数を線で示す。
なお，各サイクルでの等価減衰定数の算定において 3 章で抽出したサイクルを用いる。各サイクルでの等価減衰定数についてみると，短辺方向では弾性域の等価減衰定数は 2~3%となり，𝑆𝑑 = 80 [mm] 近傍で塑性化に伴う減衰増大が確認された。一方，長辺方向では弾性域の等価減衰(a) 短辺方向

定数は 4~5%となり，𝑆𝑑 = 50 [mm] 近傍で塑性化に伴う減(b) 長辺方向

図 2 骨格曲線の線形置換

衰 増 大 が 確 認 さ れ た 。 長 辺 方 向 に は BRB(Buckling
Restrained Brace，座屈拘束ブレース)が配されており，短辺方向と比べ早期に減衰増大が生じたと考えられる。
各サイクルで算定した等価減衰定数から，評価式における内部減衰ℎ は短辺方向で 2％，長辺方向で 4%とした。
各サイクルで算定した等価減衰定数は，どの評価式による等価減衰定数と比べ，減衰の増大が早期である。これは，評価式では降伏変位以前はすべての部材が弾性であるとみなされ，部材ごとの降伏形成時期が反映されないためである。
評価式(2)と(3)の等価減衰定数の増大の勾配が各サイクルで算定した等価減衰定数の増大の勾配より大きく評価している。これは，評価式で計算される等価減衰定数は，原点対称の調和定常応答を仮定しており本実験のような(a) 短辺方向（純フレーム）過渡応答と比べ履歴吸収エネルギー W を過大評価すること，実応答は残留変形のため原点対称にならないこと，定常状態の置換型による差異が考えられる。
5. まとめ
本稿では，JMA 神戸波加振時の各サイクルから算出した等価減衰定数と，骨格曲線と定常状態を①バイリニア型，②完全バイリニア型，③剛性劣化型と仮定することで導出される評価式での等価減衰定数との比較を行った。
今後は 4 章で示した差異の要因を検討するとともに，部材ごとの降伏形成時期を考慮した部材減衰の積み上げ手順 1),3)~5)による等価減衰定数評価を検証する。

謝辞
この研究は，防災科学技術研究所，北海道大学，名古屋大学，近畿大学，東北大学の共同研究「10 層鋼構造架構において座屈拘束ブレースの存在が周囲架構の内力分布と変形に及ぼす影響」により実施した。
参考文献
1)
柴田明徳：最新耐震構造解析 第 3 版，2014.
2)
Ahmad Naqi，Taiki Saito：Seismic Performance Evaluation of Steel Buildings
with Oil Dampers Using Capacity Spectrum Method，Applied Sciences，2021.
3)
日本建築学会：鉄筋コンクリート造建物の等価線形化法に基づく 耐震性
能評価型設計指針(案)・同解説，2019.
4)
浅井竜也, 勅使川原正臣, 吉川拳人, 楠浩一, 稲井栄一, 長江拓也, 丸山一*1(b) 長辺方向（BRB 有り）

図 3 等価減衰定数の比較

5)平, 梶原浩一, 迫田丈志, 太田勤, 諏訪田晴彦, 福山洋：C 造建物の降伏変形評価手法の提案とその震動台実験に基づく検証, 日本建築学会構造系
論文集, 2022.
長江拓也，勅使河原正臣，楠浩一，稲井栄一，尾畑徹，浅井竜也，吉川拳人，諏訪田晴彦，坂下雅信：RC 造建物の振動減衰性状評価方法の検討 その 26 履歴減衰定数，日本建築学会大会学術講演梗概集（東海），2021.

名古屋大学大学院環境学研究科*1*2

名古屋大学減災連携研究センター 准教授 博士(工学)*2Nagoya University, Assoc. Prof., Dr. Eng.

*3

東京大学生産技術研究所 准教授 博士(工学)*3The University of Tokyo, Assoc. Prof., Dr. Eng.

*4名古屋大学大学院環境学研究科 修士(工学)*4Nagoya University, M. Eng.

*5

防災科学技術研究所 研究統括 博士(工学)*5

NIED, Project Director, Dr. Eng.

*6

防災科学技術研究所 主幹研究員 博士(工学)*6

NIED, Senior Research Fellow, Dr. Eng.

*7

防災科学技術研究所 特別技術員*7

NIED, Technical Staff*8

防災科学技術研究所 特別技術員 修士(工学)*8

NIED, Technical Staff, M. Eng.

Nagoya University

Comprehensive seismic performance assessment testing
Part 20 ESDOF system estimation for 10-story steel and RC test structures

RC frame structure
Vibration mode

Shake-table test
𝑆𝑎 -𝑆𝑑 curve

1. Introduction
In 2015, a series of shake-table tests were conducted at EDefense on a 10-story reinforced concrete building with the same
dimensions as the 10-story steel test specimen tested in 2023 (seeFig. [1]). The seismic design methods and selection of earthquake
ground motions were identical to those utilized in 10-story steel
specimen, following Part 10-12 and reference 1. This paper
compares the seismic performance of the aforementioned 10story steel frame (SF) and reinforced concrete frame (RCF) using
the equivalent single-degree-of-freedom (ESDOF) system. The
natural vibration modes as well as the representative accelerationand displacement are investigated.
2. Natural vibration mode shapes
The 10-story RC specimen with a fixed foundation was used
for comparison with the steel specimen. The 10-story SF and RCF
structures were converted to a ESDOF system using the method
described in Part 18. Fig. 2 shows the first and second natural
vibration mode shapes extracted from the experimental data
during JMA Kobe 25%, 50%, and 100% excitations. For the 1st

Kobe 25%

Kobe 50%

Kobe 100%mode shape, the evaluations of SF and RC were almost the samein the NS-direction, while the differences were shown in the EWdirection. The deformation distribution was more uniform at theupper and lower stories for SF structure. Figs. 2(b) and 2(d) showthat for the second mode shape, SF and RC were evaluateddifferently in both NS and EW-directions. RC had larger values
in the NS-direction and smaller values in the EW-direction, butlarger values developed during 100% excitation.
10-story SF tested in 2023

Kobe 50%

10-story RCF tested in 2015

Fig. 1 10-story steel specimen and 10-story RC specimen

Kobe 25%(a) First mode (NS-direction)

Kobe 25%

Member JIN Jialiang*3
Member KANG Jae-Do*5
Member KAJIWARA Koichi*8

25.75 mSteel frame structure
ESDOF system

Member NAGAE Takuya*2
Member ASAI Tatsuya*4
Member NISHI Ryota*725.75 mMember FUJIWARA Jun*6

Member ○GAO Yanzhou*1
Member TAKAYA Kazuki*3
Member KISHIDA Akiko*6

Kobe 50%

Kobe 100%(b) Second mode (NS-direction)

Kobe 100%(c) First mode (EW-direction)

Kobe 25%

Kobe 50%

Kobe 100%(d) Second mode (EW-direction)

Fig. 2 Mode shape evaluation (JMA Kobe 25%, 50%, and 100% excitations)

包括的耐震性能評価実験
その 20 10 層 S 造試験骨組と 10 層 RC 造試験骨組の等価
1 自由度評価

高 言舟，長江 拓也，金 家良，
高谷 和樹，浅井 竜也，姜 在道，
藤原 淳，岸田 明子，西 崚汰，梶原 浩一

3. Representative acceleration and displacement

to the 𝑆𝑎 -𝑆𝑑 spectra. In the NS-direction, SF had larger peaks
representative acceleration and displacement values. In the EWdirection, for the 1st mode, SF exhibited a larger peak
representative displacement and smaller peak acceleration.

The proportion of effective mass to total mass for the 1st and2nd modes is shown in Fig. 3, with the 1st mode accounting forabout 80% and the 2nd mode for about 10% of the total mass forall excitations. The effective mass ratio of the 1st and 2nd modes
of SF was slightly larger than that of RCF. Fig. 4 shows theeffective period for the 1st and 2nd modes. For the NS-direction,
SF had a greater effective period, while for the EW-direction,
RCF exhibited a larger period. It is suspected that RCF was
configured with wall structure in the NS-direction, while SF was
configured with buckling-restrained braces in the EW-direction,
resulting in a difference in stiffness between the two directions.
Fig. 5 shows the time history of the representative acceleration
𝑆𝑎 for the 1st and 2nd modes during JMA Kobe 50% excitation.
The trends of 𝑆𝑎 amplitudes were the same for SF in the NS and
EW-directions, but different for RCF. The representative
acceleration versus representative displacement as well as 𝑆𝑎 -𝑆𝑑
spectra based on ground motion inputs are superimposed in Fig.
6, and the peak history in the NS and EW-directions corresponded
NS-direction

SF (NS-dir.)

RCF (NS-dir.)SF (EW-dir.)

RCF (EW-dir.)Fig. 5 Representative acceleration time history (JMA Kobe 50%)

4. Conclusion
The global seismic performance of the 10-story steel frame(SF) and RC frame (RCF) structures was compared by using the
ESDOF system.
References1)

EW-direction

梶原浩一他: E-ディフェンスを用いた 10 階建て鉄筋コンクリー
ト造建物(2015)の三次元振動台実験 その 1～5, 日本建築学会大会学術講演梗概集(九州), pp. 863-872, 2016.

NS-direction

RCF
SF

RCF
SF

RCF
SF

RCF
SF

RCF
SF

(s)

(s)

EW-direction

RCF
SF

SF RCF SF RCF SF RCF

RCF

SF

RCF

1st mode

SF

Fig. 4 Effective period
2nd mode

Fig. 3 Effective mass ratio

SF RCF SF RCF SF RCF

RCF

SF

RCF

1st modeSF(b) JMA Kobe 50% excitation (EW-direction)
2nd mode(a) JMA Kobe 50% excitation (NS-direction)(c) JMA Kobe 100% excitation (NS-direction)(d) JMA Kobe 100% excitation (EW-direction)
Fig. 6 Representative acceleration versus representative displacement and 𝑆𝑎 -𝑆𝑑 spectrum*1 Nagoya University, Master student*2 Nagoya University, Assoc. Prof., Dr. Eng.
*3 Nagoya University, Ph. D student, Ms. Eng.
*4 The University of Tokyo, Assoc. Prof., IIS, Dr. Eng.
*5 SIT, Senior Researcher, Dr. Eng.
*6 NIED, Senior Research Fellow, Dr. Eng.
*7 NIED, Technical Staff, Ms. Eng.
*8 NIED, Project Director, Dr. Eng.

*1 名古屋大学 博士前期課程*2 名古屋大学減災連携研究センター 准教授・博士（工学）*3 名古屋大学 博士後期課程・修士（工学）*4 東京大学生産技術研究所 准教授・博士（工学）*5 ソウル技術研究院 主任研究員・博士（工学）*6 防災科学技術研究所 主幹研究員・博士（工学）*7 防災科学技術研究所 特別技術員・修士（工学）*8 防災科学技術研究所 研究統括・博士（工学）包括的耐震性能評価実験
その 21 カーテンウォール内蔵型センサー・アラートシステムにおけるジャイロセンサーを用いた加速度評価
正会員 ○鈴木 里佳子*1, 同 高谷 和樹*1, 同 浅井 竜也*2, 同 長江 拓也*1, 同 神崎 喜和*3
同 日高 和幸*4 ,同 梶原 浩一*5, 同 藤原 淳*5, 同 岸田 明子*5, 同 荒井 智治*5
5
同 西 崚汰* ,同 齋藤 直佳*3, 同 斉藤 功男*3
カーテンウォール

振動台実験

ジャイロセンサー

１自由度縮約

1.はじめにその 14 では、10 層鋼構造試験体に実装したカーテンウ
ォール内蔵型センサー・アラートシステムについて、概要を報告し、その 17 ではシステムを構成するセンサーについて詳細に述べた。本稿では、その 17 で報告したセンサーの１つであるジャイロセンサー（角速度計）を用いて、地震時応答加速度を評価する方法を検討する。
2.センサー・アラートシステムにおける加速度評価
その 14 で報告したように、本実験におけるカーテンウ
ォール内蔵型センサー・アラートシステムでは、カーテ
ンウォールに設置したセンサーを用いて算出した層間変Fig.1 センサー設置位置と 2F センサー設置状況

形角から、建物の危険度を判定している。建物の損傷は最大変形に起因して生じるものが多く、この手法は妥当n層である。一方で、設備機器などは床応答加速度に応じて角速度被害が生じる。また、構造躯体についても、構造システ

含む建物全体の地震時被害評価には、床応答加速度の評

角加速度×n 層高さ加速度増加分

Fig.2 角速度を用いた角速度層間増加分算出方法

ム全体における強度劣化点の評価などには加速度情報が必要である。以上の理由から、構造部材・非構造部材を

n層

n層
微分

(n+1)F
床加速度 ＝

2層
1層＋ 加速度増加分
加速度増加分＋・・・＋

価が必要である。床応答加速度評価は、床に加速度計を設置して行うのが一般的であるが、本研究では、カーテ

n層＋ 1F
加速度増加分
床加速度

Fig.3 角速度を用いた加速度算出方法

なお、本稿では実験でセンサー・アラートシステムに使用した長辺面外方向についてのみ述べる。
3.ジャイロセンサーを用いた加速度評価
3-1.ジャイロセンサー設置層における加速度増加算出
ジャイロ計測角速度を微分して算出した角加速度に、た後に、前後 3 ステップで移動平均をとることでノイズを低減した。上記の方法で求めたジャイロ設置層の加速度増加分に床設置加速度計で計測したジャイロ設置層床加Comprehensive seismic performance assessment testing
Part 21 Acceleration Evaluation by Gyro Sensors Incorporated
in A Curtain Wall Sensing-Alert System

15

20

25

30

[s]

- -5F 床加速度
― 4F 床加速度＋4 層加速度増加分(Gyro 評価)

0
-10
10

15

20

25

30

7F

10

[s]

- -7F 床加速度
― 6F 床加速度＋6 層加速度増加分(Gyro 評価)0-10
5

加速度[m/s2]

フ周波数：0.3Hz、高域カットオフ周波数：30Hz）を通し

10

5F

10

角速度のノイズの影響が大きく出る。今回は、その 17 で述べたものと同様のバンドパスフィルタ（低域カットオ― 2F 床加速度＋2 層加速度増加分(Gyro 評価)-105

加速度[m/s2]

分して、各ステップにおける角速度の傾きを求めるため、- -3F 床加速度0

ジャイロ設置層高さをかけて、ジャイロ設置層加速度増加分とする方針をとる(Fig.2)。この手法では、角速度を微

3F

10

5

加速度[m/s2]

その 17 で詳細を述べたセンサーから加速度評価を行う。

加速度[m/s2]

ンウォール設置センサーで完結したシステムを目指して、

10

15

20

25

30

RF

10

[s]

- -RF 床加速度
― 10F 床加速度
＋10 層加速度増加分(Gyro 評価)

0
-10
5

10

15

20

25

30

[s]

Fig.4 ジャイロ設置層加速度増加分を加速度から評価した加速度時刻歴波形
SUZUKI Rikako, TAKAYA Kazuki, ASAI Tatsuya,
NAGAE Takuya, KANZAKI Yoshikazu, HIDAKA Kazuyuki,
KAJIWARA Koichi, FUJIWARA Jun, KISHIDA Akiko,
ARAI Tomoharu, NISHI Ryota, SAITO Naoyoshi, SAITO Isao

速度を足して、ジャイロ設置層直上階の床加速度を算出した。床設置加速度計で計測したジャイロ設置層直上階

角加速度が同じと仮定し補完

8・9・10 層の床加速度との比較を Fig.4 に示す。グラフから上記の方法でジャイロ設置層の加速度増加分がおおむね適切に評価できることがわかる。

5・6・7 層3-2.ジャイロセンサーと 1F 床加速度用いた各層床加速度評価
各階床に加速度計を設置せずに床加速度を評価するた

3・4 層

めに、床加速度を求めたい階の１つ下の層までの加速度

1・2 層増加分の和に 1F で計測する床加速度を足して、求めたい

加速度分布

Fig.5 ジャイロの設置のない層の補完方法の概要

階の床加速度を算出する(Fig.3)。本実験では、ジャイロは、って誤差が大きくなる可能性もうかがえる。ジャイロ設
置のない層の加速度増加分の補完方法や、全ての層へのジャイロの設置を検討する必要があると考えられる。
4.提案手法に基づく多層骨組応答の 1 自由度縮約
ジャイロ計測角速度から算出する変形・加速度を用いて、建物を等価な 1 自由度系に縮約し、建物全体の応答を

4F

9F

5F

10F

6F

RF

加速度[m/s2]

加速度[m/s2]の加速度増加分の和をとることで、上層に行くにしたが

加速度[m/s2]

度を用いて補完していることによる誤差に加えて、各層

加速度[m/s2]

かる。一方で、ジャイロ設置のない層を上下層の角加速8F

加速度[m/s2]

ラフから、上記の方法で概ね適切に評価できることがわ

3F

加速度[m/s2]

床設置加速度計計測加速度の時刻歴波形比較を示す。グ

加速度[m/s2]る(Fig.5)。Fig.6 に上記の方法で算出した加速度と、各階7F

加速度[m/s2]

8・9・10 層の角加速度がそれぞれ同じとして補完してい2F

加速度[m/s2]のない層の加速度増加分は、1・2 層、3・4 層、5・6・7 層、加速度[m/s2]

2・4・6・10 層に設置している(Fig.1)ため、ジャイロ設置― ジャイロから算出した加速度確認する。変位は、角速度を積分した層間変形角に高さ- -床設置加速度計

Fig.6 角速度と 1F 床加速度から算出した各層加速度をかけて層間変形を算出し、それらを足し合わせたものを使用する。なお、ジャイロ設置のない層については、

1510

度縮約は、その 18 と同様の手法を用いている。Fig.7 に上2の層間変形角がそれぞれ同じとして補完している。1 自由

1Sa [m/s ]2

1Sa [m/s ]加速度同様に 1・2 層、3・4 層、5・6・7 層、8・9・10 層

50

躯体に設置したレーザー変位計と加速度計データを用い-10て求めた場合を示す。ジャイロ計測角速度を用いた場合も、応答履歴の傾向をつかむことはできている。加速度

1Sd [mm]記の方法でジャイロ計測角速度を用いて求めた場合と、[s] -5-15-300

5. おわりにカーテンウォールに設置したジャイロセンサーを用いて、各階床加速度を算出し方法を検討した。
謝辞
この研究は、防災科学技術研究所、名古屋大学、不二サッシ株式会社、文化
シヤッター株式会社の共同研究「地震対応力向上のための外装材内蔵型セン
サ・アラートシステムの研究開発」により実施した。

*1 名古屋大学*2 東京大学生産技術研究所*3 不二サッシ株式会社*4 文化シヤッター株式会社*5 防災科学技術研究所

-100

0

100

200

300

1Sd [mm]― ジャイロ計測値使用― 躯体設置計測機器使用のノイズが目立つ影響については，処理の検討を進めることでさらに正確に躯体の応答を表現することを目指す。

-200

[s]

Fig. 7

多層骨組応答の 1 自由度縮約結果

参考文献
1) Shunsuke Toyao, Takuya Nagae, James Chen, Koichi Kajiwara, Yoshikazu Kanzaki,
Yu-Lin Chung: Assessment of A Curtain Wall System Used in High-Rise Buildings andDevelopment of A Monitoring Method, International Conference in Commemoration of
the 20th Anniversary of the 1999 Chi-Chi Earthquake, 2019.9*1 Nagoya University*4 IIS, The University of Tokyo*3 FUJISASH CO.,LTD*4 Bunka Shutter Co.,Ltd*5 NIED

Comprehensive seismic performance assessment testing
Part 22: Experimental response of internal panel zones, beams and columns
Member ○ LI Jionghui *1
Member
JIN Jialiang *2
MemberSteel StructureInternal JointNAGAE Takuya *4

Shake-Table Test
Panel Zone

MemberMemberMember

FUJIWARA Jun *5

OKAZAKI Taichiro *3
NISHI Ryota *6

Moment-resisting Frame
Column1. Introduction
Shake-table test on a 10-story steel moment-resisting
frame with BRB bracing was conducted at E-Defense. This
paper reports the measured responses of Column 2C at the 3rdstory, and the panels and beams at the 3rd and 4th floors underthe 50% and 100% excitations. Fig. 1 shows the instrumented
components.
2. Response of panel zones
The column had BRBs connected in the EW direction and
not in the NS direction. In exaimining the column panels, theFig. 1 Instrumented panel zones, column, and beams (unit: mm)presence of the BRB gusset plate connection was accounted
for using the free-bodies shown in Fig. 2. The BRB was
assumed to deliver axial force only. At the face of the column,
linear normal stress and uniform shear stress distribution was
assumed. The shear force acting in the panel zone was deduced
accordingly based on equilibrium. The shear force at the top
and bottom ends of the panel thus calculated was nearly equal.
The shear deformation was defined as the change of theFig. 2 Free-body diagrams in EW dir.: (a) Joint 2C;(b) Gusset plate and beam

distance between upper and lower diaphragms devided by thepanel zone height in the corresponding direction.
Fig. 3 shows the shear force versus shear deformation of
the panel zones at the 3rd and 4th floors of column 2C. Both

4F_EW

the EW and NS responses are shown. During the 50%
but yielded slightly in the NS direction. The elastic stiffness

100%
end

agreed with the expected value based on the Japaneseprovisions1). Therefore, the shear force deduced from theabove mentioned procedure seemed to be reasonable. During

50%

100%
end

deformation on the order of 0.002 rad remained in both
directions at both panels.

3F_NS

Kpz

50%

Vp

100%
start

the NS direction. At the end of the excitation, residual

50%

100%
end

-Vp
100%
start

3. Response of beams
Fig. 4 shows the moment versus rotation of the 4 beams
shown in Fig. 1 during the 100% excitation. Rotation wasmeasured within 730 mm from the column face for the EW
包括的耐震性能評価実験
その 22 柱パネル、梁および柱の実験的応答

100%
start

(b)
3F_EW

particular, the panels developed a shear angle of 0.01 rad in

100%
end

-Vp

(a)

the 100% excitation, both panels yielded in both directions. In

50%

Vp

100%
start

excitation, both panels remained elastic in the EW direction

4F_NS

Kpz

(c)

(d)

Fig. 3 Shear vs deformation of panel zones: (a) 4F in EW;(b) 4F in NS; (c) 3F in EW; (d) 3F in NS.
リー ジョンフー, 金 家良, 岡崎 太一郎,
長江 拓也, 藤原 淳, 西 崚汰direction and 500 mm for the NS direction, which equaled

As reported in Part 12, the 3rd story developed a maximum

730/3750 and 500/2800, respectively, of the clear span. All beams

story drift ratio of 0.020 and 0.017 rad in the EW and NS

remained elastic. The measured elastic stiffness agreed with thedirections, respectively. The member responses described herein

theoretical stiffness except for beam B2 presumably because theclarifies that the panel zones yielded in shear and the column

BRB gusset plate contributed to stiffness of this beam.

yielded in biaxial bending, while the beam remained elastic. This

B1

response agreed with fundamental design calculation that theB2internal joints were proportioned as weak column-strong beam.

End

Start
End

(a)

5. Conclusion

Start

The experimental response of the internal panel zones, beams,
and column were presented. During the 100% excitation, thepanel zones and column yielded while the beams surrounding thepanels remained elastic. Rare data was obtained on the behavior
of column panels under biaxial bending plus compression, andwith a gusset plate attached.

(b)
B3

B4
End

End

Start

Start

(c)

(d)

Fig. 4 Bending moment vs rotation: (a) Beam end B1;(b) Beam end B2; (c) Beam end B3; (d) Beam end B4
4. Response of column

Acknowledgement
The authors thank NIPPON STEEL ENGINEERING CO.,LTD. for providing BRBs to this project. and thank Dr. Noriyuki
Takahashi of Tohoku University and Dr. Tomohiro Matsumiya of
Kindai University for providing the instrumentations.
Reference
1)

AIJ. Recommendation for design of connections in steel structures,
2012.

Fig. 5 shows the axial force and elongation during the 100%Top

excitation. The sign is negative when the column subjected to

Fully plastic

Bottomcompression. The compression caused by gravity was estimatedbased on tributary area. The maximum axial force was -0.28 times

Start

Start

axial yield force, and the maximum axial strain was -0.83 × 10-3.
Fig. 6 shows, for the same column, the interaction between the

End

End

axial force and biaxial bending moments during the 100%
excitation. The interaction diagrams are shown for the top andbottom sections indicated in Fig. 1. Figs. 6(c) and (d) show the(a)theoretical plastic limit
computed for a constantaxial force equal to

Before
test

(b)
Top

Kca

Fully plastic

Bottom

End

Start

Start

End

gravity effect. While the
100%
Start

fluctuation in axial force
was small, the column

100%
End

yielded at both top andbottom due to biaxial
bending.

After

the

(c)

excitation, little residual
forces remained in thiscolumn.

Fig. 5 Axial force ratio vs axial
deformation of column 2C*1 Hokkaido University, Doctoral student*2 Nagoya University, Doctoral student*3 Hokkaido University, Professor, Ph. D*4 Nagoya University, Associate Professor, Dr. Eng*5 NIED, Senior Research Fellow, Dr. Eng*6 NIED, Senior Research Fellow, Master(d)Fig. 6 Interaction curves of column 2C: (a) P vs Mc_NS at top;(b) P vs Mc_NS at bottom; (c) Mc_EW vs Mc_NS at top;(d) Mc_EW vs Mc_NS at bottom*1 北海道大学, 博士課程
*2 名古屋大学, 博士課程
*3 北海道大学, 教授, Ph. D*4 名古屋大学, 准教授, 博士（工学）*5 防災科学技術研究所, 主幹研究員, 博士（工学）*6 防災科学技術研究所, 特別技術員, 修士（工学）Comprehensive seismic performance assessment testing
Part 23 Seismic performance of buckling-restrained braces in 10-story steel test specimen
MemberMemberMemberSteel frame
Energy dissipation

Shake-table test
Story shear ratio○JIN Jialiang*1
OKAZAKI Taichiro*4
KISHIDA Akiko*6

LI Jionghui*2
ASAI Tatsuya*5
NISHI Ryota*7

MemberMemberMember

NAGAE Takuya*3
FUJIWARA Jun*6
KAJIWARA Koichi*8

Buckling-restrained brace
Seismic performance

1. Introduction
A series of shake-table tests on a 10-story steel frame withbuckling-restrained braces (BRBs) were conducted at E-Defense
in 2023. This paper reports the measured behavior of the BRBs
as well as their cumulative energy dissipation and story energy
dissipation ratio.
2. Hysteresis behavior of BRB
The BRB is illustrated in Fig. 1. The effective stiffness Ke of
the BRB and the nominal yield strength Fy of the steel core are
estimated as follows1):
𝐾𝑒 =MemberMemberMember𝐸𝐴𝑗 𝐴𝑡 𝐴𝑐
𝐴𝑗 𝐴𝑡 𝐿𝑐 + 2𝐴𝑡 𝐴𝑐 (𝐿𝑗𝑙 + 𝐿𝑗𝑟 ) + 2𝐴𝑗 𝐴𝑐 (𝐿𝑡𝑙 + 𝐿𝑡𝑟 )(1)

𝐹𝑦 = 𝐴𝑐 𝑓𝑦(2)Fig. 3(b) illustrates thehysteresis behavior of 2C4S and 2C-1S after the test
specimen was reconfigured
by removing the BRBs atthe 3rd story. During thesubsequent JMA Kobe
75% excitation, the BRBs
at the 1st and 4th stories
developed more significant
deformation than they didin the same 75% excitation
but under the original
configuration.

2C-1S

2C-3S

2C-4S

3C-3S

C

B

2B-3S

3B-3S

3S plan23(a) Measured BRBs (3S)

Unit: mmTransducer

Strain gauge(b) Instrumentation
Fig. 2 Focused BRBs
Axial strain (%)

Where: E and fy are the elastic modulus and nominal yield stress

2C-3Sof the BRB core plate material; Lj, Lt, Lc and Aj, At, Ac are the

2B-3S

and yielding segments, respectively.

𝐿𝑗𝑙
𝐴𝑗

𝐿
𝐿𝑐
𝐴𝑐

𝐿𝑡𝑙
𝐴𝑡

Work point
Connection
segment

𝐿𝑡𝑟
𝐴𝑡

𝐿𝑗𝑟
𝐴𝑗

Transition
segment

Connection
segment

Yielding
segment

-

2C-4S

2C-1S

Work point

Steel core plateTransition
segment

Axial force (kN)lengths and cross-sectional areas of the connection, transition,

Fig.1 Configuration of the BRB
Axial displacement (mm)(a) Before 3S BRB removed (25% and 100% excitations)
Axial strain (%)
Axial force (kN)

The BRBs were placed in the EW (longer) direction. Six BRBs,
designated by the adjacent column (2B, 2C, 3B, 3C shown in Fig.
2[a]) and story (1, 3, and 4th), were instrumented. Fig. 2(b)illustrates the instrumentation scheme for axial deformation andaxial force.
The axial force versus axial deformation response of the BRBs
under JMA Kobe 25% and 100% excitations is shown in Fig. 3(a).
During 25% excitation, all BRBs in the 1st to 4th stories remainedelastic. The elastic stiffness was close to the value computed by
Eq. (1). During 50% excitation, the yield strength computed by
Eq. (2) was exceeded. During 100% excitation, the BRB
deformation recorded 25 mm at the 3rd story, when a maximum
story drift ratio of 0.020 rad developed.

2C-4S

2C-1S

Axial displacement (mm)(b) After 3S BRB removed (25% and 75% excitations)Fig. 3 Hysteresis behavior of BRBs

3. Energy dissipation capacity
Fig. 4 presents the cumulative dissipated energy of the BRBs

包括的耐震性能評価実験
その 23 10 層鉄骨造試験体における座屈拘束ブレースの耐震性能

金 家良，リー ジョンフー，長江 拓也，
岡崎 太一郎，浅井 竜也，藤原 淳，
岸田 明子，西 崚汰，梶原 浩一

at the 1st to 4th stories, represented by BRBs at 2C. During 25%
to 100% excitations, 2C-3S dissipated the most energy, 1.2 times
as much as 2C-1S and 1.6 times as much as 2C-4S, respectively.
On the other hand, after the specimen was reconfigured byremoving the BRBs at the 3rd story, the energy dissipated by 2C1S was almost unchanged at the same 75% excitation, while 2C4S dissipated more energy, 1.2 times more than the original. It
was observed that 2C-1S and 2C-4S dissipated an equal amountof energy during 25% to 75% excitations.
After 3S BRBs removed

Before 3S BRBs removed
Kobe 100%

Kobe 75%
Kobe 75%-2
Kobe 50%
Kobe 25%-2

Kobe 25%

accounted for a relatively small proportion; however, for 50%
excitation and above, the BRBs had reached their yield strengthand consequently, the proportion resisted by the columns
increased somewhat. The maximum shear ratio of BRB at the 3thstory was in the range of 20% to 40%, which was slightly higher
than the preliminary simulation results in 2D2). The bidirectional
response led to smaller resistance of the columns than innumerical simulation.
5. Story energy dissipation ratio
The proportion of story energy dissipated by the BRB in the
3th story under 50% to 100% excitations is illustrated in Fig. 7.
The proportion dissipated by the BRB increased as excitation
magnified from 50% to 75%, but reduced between 75% and 100%
excitation. In this test, the energy dissipation ratio of BRB for the
3th story was in the range of 35% to 45%.

Fig. 4 Cumulative dissipated energy of BRBs (2C)

Shear force (kN)Shear force (kN)

4. Story shear force and shear ratio
Fig. 5 compares, for the 3rd story, the story shear force
calculated from strain gauges against the same force calculated
from accelerometers placed on the floor slab. The former took thesum of column shear forces and BRB forces while the latter took
the sum of inertia from all stories above. The latter was slightly
larger, which is expected because the latter includes damping
while the former does not. However, the difference was small.
4000
2000
0
-2000
-4000
4000
2000
0
-2000
-4000
4000
2000
0
-2000
-4000
4000
2000
0
-2000
-4000
10

Kobe 50%

Before 3S BRBs removed

Kobe 100%After 3S BRBs removed

15

20

25
Time (s)30

Fig. 6 Story shear ratio

Fig. 7 Dissipation energy ratio

6. Conclusion
This paper presented the seismic performance of the BRBs in
the E-Defense 10-story steel test specimen, including hysteresisand cumulative energy dissipation. The BRBs yielded during
50% excitation, and the proportion of story shear resisted by the
BRB gradually decreased with increasing seismic intensity. The
contribution of the BRBs to story shear and energy dissipation
was 20%-40% and 35%-45%, respectively. The performance of
the BRBs was excellent.

Kobe 25%-2

Acknowledgements

Kobe 75%-2
35
40

The authors thank NIPPON STEEL ENGINEERING CO., LTD. for kindly
providing the buckling-restrained braces (BRBs) for this project. The authors
thank Dr. Noriyuki Takahashi of Tohoku University and Dr. Tomohiro
Matsumiya of Kindai University, for their cooperation in instrumentation. The
first author would like to thank the “Interdisciplinary Frontier NextGeneration Researcher Program of the Tokai Higher Education and Research
System.” His work was financially supported by JST SPRING, Grant Number
JPMJSP2125.

Fig. 5 Story shear force comparison of the 3rd story

Fig. 6 shows the proportion of story shear resisted by the BRBs
evaluated for 25% to 100% excitations at the time instant when
the net shear resistance by the BRBs recorded a maximum value.
During 25% excitation, the BRBs were approaching their yieldstrength but the columns remained elastic, so the column shear*1 Nagoya University, Ph. D student, Ms. Eng.
*2 Hokkaido University, Ph. D student, Ms. Eng.
*3 Nagoya University, Assoc. Prof., Dr. Eng.
*4 Hokkaido University, Prof., Dr. Eng.
*5 The University of Tokyo, Assoc. Prof., IIS, Dr. Eng.
*6 NIED, Senior Research Fellow, Dr. Eng.
*7 NIED, Technical Staff, Ms. Eng.
*8 NIED, Project Director, Dr. Eng.

References
1) Tsai K C, Lai J W, Hwang Y C, et al. Research and application of double-corebuckling restrained braces in Taiwan. Proceeding of the 13th World Conference on
Earthquake Engineering, Paper. 2004 (2179).
2) 岸田 明 子, 藤 原淳, 梶 原 浩一, 長 江 拓也, 金 家 良, 浅井 竜 也, 吉 川拳 人.
Comprehensive seismic performance assessment testing, Part 6 Comparison of theten-story test specimen and the prototype building, 2022 年度日本建築学会大会,
日本建築学会大会学術講演梗概集, 一般社団法人日本建築学会, pp. 625-626,
2022.09.

*1 名古屋大学 博士後期課程・修士（工学）*2 北海道大学 博士後期課程・修士（工学）*3 名古屋大学減災連携研究センター 准教授・博士（工学）*4 北海道大学 教授・博士（工学）*5 東京大学生産技術研究所 准教授・博士（工学）*6 防災科学技術研究所 主幹研究員・博士（工学）*7 防災科学技術研究所 特別技術員・修士（工学）*8 防災科学技術研究所 研究統括・博士（工学）Comprehensive seismic performance assessment testing
Part 24 Strain measurement of structures using fiber optic strain sensors
MemberMemberMemberSteel frame
Concrete slab

Fiber optic strain sensor
Shaking table test

○YAN Tianhao *1
FUJIWARA Jun*4
KAJIWARA Koichi*6

MemberMemberASAI Tatsuya*2
KISHIDA Akiko*4

MemberMember

NAGAE Takuya*3
NISHI Ryota*5

Strain distribution

1. Introduction
In recent years, new strain measurement technology has beendeveloped for using fiber optic strain sensors that provide
continuous, high-resolution measurement of strain along theentire length of the sensor. In the shaking table tests on a 10-story
steel frame conducted at E-Defense in 2023, fiber optic strain
sensors were used to examine the strain for observing andanalyzing the seismic performance of the structural components.
This paper briefly introduces the outline and experiment results
by using fiber optic strain sensors.
2. Optical fiber measurement
High-Definition Fiber Optic Strain Sensors and an ODiSI 6000
Series Data Processor which could map the contour of strain fora structure under the test of a process in real-time developed by
LUNA, USA were used in this measurement. Fig. 1 shows thesetting location of five optical fibers in which the position markis following Part 10. The fiber optic strain sensors at the first story
2C column and second story 2D column were arranged in the
middle and edges of four faces as shown in Fig. 1(a) and (b),respectively. Fig. 1(c) shows the fiber optic strain sensor on the
3F 2C-3D slab was arranged at the center area between the 2C,
3C, 2D and 3D columns. The fiber optic strain sensor of panelzone was placed on the outside of each face and on the inside near
the beam web, as shown in Fig. 1(d). For the 3F 2D-3D beam, thefiber optic strain sensor was located at the top flange surface, theweb surface at 1/3 and 2/3 of the beam height, as well as thebottom flange surface, as shown in Fig. 1(e).
3. Measured results and discussion
Due to space limitations, this paper only briefly presents themeasurement results of the fiber optic strain sensor on the 2D-3D
beam under JMA Kobe 25% excitation.
3.1 Time history of strains
The time history of strains at the beam end section and 1/3 ofthe beam section in JMA Kobe 25% excitation is shown in Fig. 2.
The time history of strains at the beam end section near 2D and
3D was almost the symmetry. The strain at location 4 was muchlarger than that at location 1, while the strain at location 3 wasclose to 0 but had the same direction as the strain at location 4. It
包括的耐震性能評価実験
その 24 光ファイバーによる構造部材のひずみ計測

Fig.1 Fiber optic strain sensor setting

Fig.2 Time history of strains
厳 天浩，浅井 竜也，長江 拓也
藤原 淳，岸田 明子，西 崚汰，梶原 浩一

was found that the neutral axis of the composite beam end section
was between 1/3 of the beam height from the top flange to the top
flange due to the influence of the floor slab.
3.2 Maximum Strain distribution along beam
As can be seen in Fig. 2, the strain reached the maximum value
at the beam end section near 3D at 9.04s. The strain distribution
at the beam end section and in the 1/3 of the beam section at 9.04s
is shown in Fig. 3. It should be noted that the neutral axis of thebeam end section near 3D was closer to the top flange than the
beam end section near 2D. From the results of 1/3 of the beam, it
could be observed that the neutral axis was higher in the middle
section of the beam than in the end section. The strain distribution
along the beam when the strain reaches the maximum value(9.04s in Fig. 2) at the top flange, 1/3 and 2/3 of the beam height
and at the bottom flange of the beam is shown in Fig. 4. The
locations of the strains which looked strange could be neglected,
because there were many obstacles at the surface of the beam andthe fiber optic strain sensor had to avoid these obstacles, such as
the hook on the bottom flange shown in Fig. 4. The strain
distribution of the bottom flange along the beam axis was closed
to a straight line. However, from the result of the strain
distribution of the top flange, it was clear that the stiffness of the
middle part of the composite beam was greater than that of theend part. It could be confirmed that the variation of the positionof the neutral axis along the beam direction mainly depended on

the strain distribution in the top flange influenced by the floor slab
in this shaking table test. Besides, a FEM analysis is being
composed as shown in Fig. 5. In the future, the results using thefiber optic strain sensor will be compared with the FEM analyticalresults to develop a more accurate and detailed analytical model.
3.3 The distribution of the initial cracks on the floor slab
Fig. 6 shows the distribution of the initial cracks on the 3F 2D3D floor slab above the 2C-3D beam. It could be found that thecracks extended from the end of the beam along the short side
toward the center, while there were almost no initial cracks in the
middle part of the floor slab. It was confirmed that the effect of
the floor slab on the middle part of the composite beam was moresignificant than the stiffness of the end part. Besides, the effective
width of the slab will be analyzed in future.
4. Conclusion
In this paper, the strains of structural members measured byfiber optic strain sensors were presented and the behavior of thebeam on the third floor under seismic action was analyzed byobserving the strain distribution of the beam.
Acknowledgement
Dr. Lignos (EPFL), Dr. Ibarra (The University of Utah) and Dr. Zareian(UCI) provided the relevant technical supports. Colleague students (Nagoya
University & NCKU) strongly contributed in the installation procedures.

(b) 3F plan viewFig.3 Strain distribution of each section(a) 3D view(c) Prior verification of models of
beam-column joints with floor slabs

Fig 5. Finite element shell model of the 10-story steel frame

Fig.4 Strain distribution along the beam
*1 Ph. D student, Nagoya University, M. Eng.
*2 Assoc. Prof., The University of Tokyo, Dr. Eng.
*3 Assoc. Prof., Nagoya University, Dr. Eng.
*4 Senior Research Fellow, NIED, Dr. Eng.
*5 Technical Staff, NIED, M. Eng.
*6 Project Director, NIED, Dr. Eng.

Fig.6 Distribution of the initial cracks in the slab
*1 名古屋大学大学院環境学研究科 博士後期課程・修士（工学）*2 東京大学生産研究所 准教授・博士（工学）*3 名古屋大学減災連携研究センター 准教授・博士（工学）*4 防災科学技術研究所 主幹研究員・博士（工学）*5 防災科学技術研究所 特別技術員・修士（工学）*6 防災科学技術研究所 研究統括・博士（工学）