日本建築学会第90回北海道支部研究発表会 (2017)

部分架構の動的載荷実験と同時損傷評価手法の開発
第1報

実験計画と S 造試験体の実験結果

正会員 〇松宮 智央 *1

同

岡崎 太一郎 *2

同

長江 拓也 *3

高橋 典之 *4

同

丸山 一平 *5

同

梶原 浩一 *6

同

中澤 博志 *7

同

御子柴 正 *8

同2.構造－2g.振動実験・観測
動的載荷、振動台実験、柱梁接合部、鋼構造、鉄筋コンクリート、溶接破断
1. はじめにの RC 造試験体への適用について述べる。

建築構造物の耐震性能を決定する重要な構造要
2. 実験システムと実験計画

素である柱梁接合部について，大変形を経て破壊に至るまでの挙動，載荷速度や動的応答の影響，

防災科学技術研究所の大型耐震実験施設を利用

多数回繰返し載荷の影響などを検証するための載して，図 1 に示す載荷システムを構築した。ラー

荷システムを構築した。この載荷システムを利用

メン構造の部分架構を横倒しに向けて，柱を振動し，鋼構造（S）と鉄筋コンクリート構造（RC）

台に対して単純支持し，梁の先端は載荷梁を介しのそれぞれについて 2 体ずつの実験を実施した。

て振動台外の反力床に結合した。振動台の動きに載荷速度（周期 1 Hz と 0.01 Hz）を因子とした漸

よって，試験体の梁に繰返し曲げ・せん断変形を

増振幅繰返し載荷実験で，損傷過程の画像情報を生じる仕組みであった。振動台を利用して梁に構収録し，画像から損傷程度を推定するシステムの面外補剛を施し，載荷梁の両端に付けたピン型 2構築を試みた。

軸ロードセルで荷重を計測した。通常の変位計測

本報告は 3 部構成で，本報（第 1 報）は載荷シ

器や歪ゲージのほか，接合部領域にカメラとビデ

ステムと実験計画および S 造試験体の実験結果を

オ撮影機を多数設置し，損傷の推移を詳細に記録述べる。第 2 報は S 造試験体の結果分析と数値モした。

デル化を，第 3 報は画像処理を用いた損傷量評価

振動台の外に固定
された冶具

368

図 2 に示す S 造試験体を製作した。S 造試験体

1,000

柱: □‐400×400×16(BCR295)

柱支持冶具

1,000

面外拘束冶具梁: H‐500×200×10×16(SN490)2,593

図1 試験体セットアップ（単位: mm）

368

梁は左右で同条件

振動台

185

図2 S試験体（単位: mm）

Dynamic Loading Tests of Beam-to-Column Subassemblages and Validation of Real-Time Damage Evaluation
Systems – Part 1. Test Plan and Results from Steel Specimens
MATSUMIYA Tomohiro, OKAZAKI Taichiro, NAGAE Takuya, TAKAHASHI Noriyuki,
MARUYAMA Ippei, KAJIWARA Koichi, NAKAZAWA Hiroshi and MIKOSHIBA Tadashi

1日本建築学会第90回北海道支部研究発表会 (2017)

は，柱を共有することで，2 つのト形試験体を 1

S 造試験体および RC 造試験体に所定の漸増振体の十字形試験体に合わせた。柱の反極点間長さ

幅繰返し層間変形角を与えるように振動台を変位

は 2,000 mm，梁の載荷点（反極点）から柱芯まで制御した。図 4 に振動台変位の履歴を示す。試験の距離は 2,593 mm であった。内ダイアフラム形体のうち 1 体を周期 1 Hz（動的）で 3 段階に分け

式 の 柱 梁 接 合 部 を 採 用 し ， 梁 に SM490A 材 のて，もう 1 体を周期 0.01 Hz（静的）で 2 段階に分H-500× 200×16×10 を，柱にボックスカラムを模擬けて載荷した。S 造試験体については，振幅

して BCR295 材の□-400×400×16 を用いた。表 1

0.00375，0.005，0.0075 rad を 6 回ずつ，0.01 radに，引張試験に基づく鋼材の機械的性質を記す。

を 4 回，0.015，0.02，0.03，0.04 rad を 2 回ずつ繰

図 3 に柱梁接合部の詳細を示す。柱梁接合部は，り返したあと，振幅 0.05 rad を破壊に至るまで継

初期超高層ビル 1)を模擬して，梁ウェブを高力ボ続した。ただし，静的載荷では，振幅 0.005 rad まルト摩擦接合とし，梁フランジ溶接部のスカラッ

でを A 段階，0.015 rad までを B 段階，残りを C

プをアールをとらない半径 35 mm の 1/4 円形とし段階と 3 回に分けて，動的載荷では，振幅 0.005 rad

た。梁フランジの完全溶込み溶接には，梁の外側までを A 段階，残りを B 段階と 2 回に分けて実施

からの連続下向き溶接を可能にする，工場溶接のした。動的・静的載荷に関わらず，各段階の間で詳細を採用した。シア板はウェブより薄く，高力

振動台を休止し，30 分程度のデータ収集・観察時

ボルトの本数も限られたために，ウェブの応力伝間をとった。
写真 1 に S 造試験体の載荷時の様子，写真 2 に達が不十分な条件であった。ウェブ接合部の曲げ耐力が小さく，梁フランジの溶接詳細がスカラッ

後報にて詳述する RC 造試験体の載荷時の様子を

プ底で応力集中を来たしやすい形式であったため示す。

に，現行の柱梁接合部と比較して小さな塑性変形
3. S 造試験体の実験結果

で梁フランジで破断することが予測された。

図 4 に S 造試験体から得た梁端の曲げモーメン

図 3 に示すように，柱近傍の 3 断面に歪ゲージ

ト bM と層間変形角の履歴関係を，引張試験に基

表1 鋼材の機械的性質
降伏強度
2（N/mm ）

引張強度
2（N/mm ）柱BCR295

379

457

梁フランジ
SM490

336

519

梁ウェブ
SM490

374

7
35°

150
40

500

(C)
35R (A) (B)PL‐19(SM490)PL‐9(SM490)

6‐M22(S10T)
35R

531

7
35°

PL‐19
(SM490)52 40
92

梁

15 80

接合部は左右
で同じ条件

15 80

〃 〃 〃 117

柱4440 300@60 4044
468を貼付し，弾塑性歪分布を計測した。

断面(A) 断面(B)
断面(C)

図3 接合部詳細と歪ゲージ貼付位置（単位: mm）
変位振幅
100 (mm)502秒

動的加振の所要時間
6秒

2秒

2秒

6秒

4秒

20 mm
6回

26 mm
39 mm
4回
2回 53 mm
2回 79 mm
2回 105 mm
破断まで

6秒

0
変位振幅: 10 mm‐50 繰返し回数: 6回

13 mm
6回

‐100

図4 振動台変位の履歴

2日本建築学会第90回北海道支部研究発表会 (2017)

写真 1

S 造試験体の載荷の様子

Mp

800

写真 2

b M [kN m]-0.04

RC 造試験体の載荷の様子
800

0.04

b M [kN m]

-0.04

0.04

 [rad] [rad]

–Mp
-800

-800

(a) 静的載荷(b) 動的載荷
図5 梁端モーメントと層間変形角の関係(a) 静的載荷(b) 動的載荷
写真
3
写真1 実験後の接合部づく降伏強度から算定した Mp = 681 kN·m とともだけで曲げに抵抗する状態だった。履歴曲線の凹に示し，写真 3 に実験終了後の接合部を示す。反凸は，梁と補剛装置の摩擦によるものと思われる。

力冶具が滑ったために，層間変形角は目標より若振幅 0.05 rad の載荷を多数回繰り返したが，損傷干小さかったことに留意されたい。

はほとんど進展しなかった。いずれの試験体も，静的載荷では，振幅 0.02 rad の途中で梁フラン

梁フランジが破断したあとは梁ウェブが伝達する

ジの亀裂進展が原因で耐力が低下し，多数回繰り曲げモーメントを受けて，鋼管柱が大きく面外変

返した振幅 0.05 rad では，一方のフランジが破断形した。静的載荷では，破断したフランジが再接し，もう一方のフランジは幅半分だけ繋がってい触したことによる剛性・耐力の回復が見られたが，る状態だった。動的載荷では，静的載荷と比較し動的載荷では，破断した両フランジの間隙が増大て若干早い段階で耐力低下が始まり，振幅 0.05 radし，ほとんど再接触しなかった。

では両方の梁フランジが破断しており，梁ウェブ

実験終了後の観察から，梁フランジの破断が当

3

日本建築学会第90回北海道支部研究発表会 (2017)

5. まとめ初想定したスカラップ底でなく，梁フランジ外縁の溶接始終端を起点としたこと，完全溶込み溶接

汎用性の高い載荷装置を構築し，同一の鋼柱梁の柱側に溶込み不足があったこと，この溶込み不接合部試験体に対して，載荷速度（周期 1 Hz と足に沿って亀裂が進展したことが確認された。梁

0.01 Hz）を因子とした漸増振幅繰返し載荷実験を

ウェブ接合部のモーメント伝達効率が低かったた実施した。本実験から得られた知見を以下に示す。

めに，スカラップ底に応力集中を生じなかったも

1)

載荷速度の違いは，材料強度に影響するほどのひずみ速度の違いをもたらさなかったに関のと考えられる。梁ウェブにも溶接始終端に亀裂

わらず，多少の挙動の差を生じた。

を生じていたが，鋼管柱が面外変形したために，
2)

梁ウェブが伝達する曲げモーメントが小さく抑え

動的載荷では，静的載と比較してより早期にられ，多数回繰返しを経ても梁ウェブの亀裂はあ

破断し，塑性変形能力が劣った。高力ボルト

る程度以上には進展しなかった。

摩擦接合における滑りなどが原因で，急速な負荷が溶接欠陥を起点としたき裂伝播を早め

4. 考察

た可能性が考えられる。

本実験と同様に，吹田ら 2)は，周期 1.0 Hz 程度の動的載荷が柱梁接合部に履歴性状に及ぼす影響

参考文献

を実験的に検証した。同じ試験体を準静的載荷し

1) 山田祥平，北村有希子，吹田啓一郎，中島正愛：初た場合と比較して，耐力が 5 から 10%上昇するこ期超高層ビル柱梁接合部の実大実験による耐震性と，破断性状がより靭性になること，塑性変形能能の検証，日本建築学会構造系論文集, No. 623, pp.

力が若干向上すること，などを報告している。ま119-126, 2008. 1

た，この応答性状の違いを，短時間内に塑性変形

2) Suita, K., Nakashima, M. Morisako, K.: Tests of weldedを経験したことによる温度上昇に求めている。とbeam-column subassemblies. II: detailed behavior.

ころで，野島

3)

4)

や若林ら

実験や吹田ら

2)の実験で生じたひずみ速度は，材の研究を見る限り，本Journal of Structural Engineering, ASCE, 124(11), pp.
1245-1252, 1998.11

料強度に影響するほどでない。

3) 野島武敏：高ひずみ速度下における炭素鋼の下降伏

本実験では，S 造試験体の耐力が動的・静的載応力のひずみ速度依存性，材料，第 35 巻 第 397 号，

荷でほとんど変わらなかった。また，計測した鋼

pp. 1118-1124，1986.10

材の温度上昇は，吹田らが報告した 25ºC と比較

4) 若林実，中村武，吉田望，岩井哲：コンクリートとすると僅かであった。ただ，高力ボルト摩擦接合

鋼材の応力―歪関係に及ぼすひずみ速度の影響，京の滑りが確認されたので，梁ウェブから梁フラン

大防災研究所年報，第 32 号 B-1，pp. 255-272, 1979.4

ジへの瞬間的な応力再配分が，動的載荷と相俟って急速な負荷を生じ，溶接欠陥を起点としたき裂
伝播を早めた可能性が考えられる。2 つの S 造試
験体の応答性状の違いが，動的・静的載荷の違いによるものか，試験体の個体差に起因するか，さらにデータ分析を進める必要がある。

*1 近畿大学准教授・博士（工学）Associate Professor, Kindai Univ., Dr. Eng.

*2 北海道大学教授・Ph.D.

Professor, Hokkaido Univ., Ph.D.

*3 名古屋大学准教授・博士（工学)Associate Professor, Nagoya Univ., Dr. Eng.

*4 東北大学准教授・博士（工学）Associate Professor, Tohoku Univ., Dr. Eng.

*5 名古屋大学教授・博士（工学）Professor, Nagoya Univ., Dr. Eng.

*6 防災科学技術研究所統括主任研究員 General Senior Researcher, National Research Institute for Earth
Science and Disaster Resilience (NIED)*7 防災科学技術研究所主幹研究員

Senior Researcher, NIED

*8 防災科学技術研究所特別技術員

Senior Engineer, NIED

4

日本建築学会第90回北海道支部研究発表会 (2017)

部分架構の動的載荷実験と同時損傷評価手法の開発
第2報
正会員

鋼構造建物の数値解析モデル〇鳥谷尾駿佑 *1

同

長江 拓也 *2

同

松宮 智央 *3

同

岡崎 太一郎 *4

同高橋 典之 *5

同

飛田 潤 *6

同

福和 伸夫 *72.構造－2g.振動実験・観測
鋼構造，柱梁接合部，破断
1. はじめに超高層建物の耐震設計では，主要部材の塑性化を許容している。一方現在，設計用地震動の強さを超えた地震動を生む地震が発生すると予測されている。
地震による建物の損傷状態を明らかにすることは，補修性の評価，継続使用性の評価に欠かせない。崩壊等，真の終局状態に対する安全性を判定するには，損傷状態に基づく残余耐震性能と崩壊限界の関係，
すなわち余力を定量評価する必要がある。
2. 損傷評価と数値解析モデル
地震発生直後等において，建物の損傷状況を速やかに把握することが求められる。建物の振動特性の変化を評価する観測技術に基づいて損傷モニタリン
M： 曲 げ モ ーメ ント(kNm)
1000

θ： 層 間 変 形 角(rad)
1000

M

500

グする手法については，多くの知見が蓄積されており，実用化も進んでいる。特に超高層建物のように，詳細な設計資料の保存が見込まれる場合には，予め数値解析モデルを準備しておき，観測波を用いた地震応答解析を併用することで，各種評価の確度を高めることができる。ここでは，このような技術展開も視野に入れている。
3. 柱梁接合部破壊と履歴特性
その 1 の柱梁接合部破壊に関する実験結果を参照
して数値解析を行い，実挙動の適切なモデル化を目指す。実験で使用した試験体を対象とし，2 次元フレームモデルを作成した。柱と梁は，それらの中心線で構成される線材とし，弾性棒としてモデル化した。実験計測において変形が僅かであったパネルゾ
累 積 E： 累 積 エネル ギー(kNm*rad)E： エ ネ ル ギ ー(kNm*rad)
1000

M

500

解 析結果

1000

M

500

0

0

0

0

-500

-500

-500

θ
-1000
-0.05 -0.05
2001000 累 積 E
E
100
500
サ イクル 数 0
0
0
30
25
30 25
31
(a)大 振 幅 (サ イ ク ル25-30)

1000

θ
0

0

M

M

500

-500
-1000
-0.05
200
E
100

θ
-1000
-0.05 -0.05
2001000 累 積 E
E
100
500
サ イクル 数 0
0
0
30
25
30 25
31
(a)大 振 幅 (サ イ ク ル25-30)

-1000
-0.05
200
E
100

-0.05

1000 累 積 E
500
サ イクル 数03737 31(b)大 振 幅 繰 り 返し
(サ イ ク ル 31-37)

1000

500

500

0

0

-500

実 験結果

θ
0

0

M

-0.05

1000 累 積 E
500
サ イクル 数03737 31(b)大 振 幅 繰 り 返し
(サ イ ク ル 31-37)-500
サ イクル 数

-1000
30

20

10
0
10
(c)最 大 耐 力 (全 サイク ル)

20

サ イクル 数

-1000

30

30

(1) 設計バイリニア

20

10
0
10
(c)最 大 耐 力 (全 サイク ル)

2030(2) IMKバイリニア2

図1 実験結果と解析結果比較

Dynamic Loading Tests of Beam-to-Column Subassemblages and Validation of Real-Time Damage Evaluation
Systems – Part 2. Numerical Models for Steel Building Damage
Toyao Shunsuke, Nagae Takuya, Matsumiya Tomohiro, Okazaki Taichirou, Takahashi Noriyuki,
Tobita Jun, Fukuwa Nobuo

5日本建築学会第90回北海道支部研究発表会 (2017)

1000

M

M

500

500
0

0

-500

-500

θ
-1000
0
-0.05 -0.05
2001000 累 積 E
E
100
500
サ イクル 数 0
0
0
25
30 25
30
31
(a)大 振 幅 (サ イ ク ル25-30)

θ

-1000
-0.05
200
E
100

1000

0
-0.05
1000 累 積 E
500
サ イクル 数037 31(b)大 振 幅 繰 り 返し
(サ イ ク ル 31-37)

M

37

500
0
-500
サ イクル 数

-1000
30

20

10
0
10
(c)最 大 耐 力 (全 サイク ル)

2030(3) IMKピンチング

図1 実験結果と解析結果比較（つづき）

ーンを剛域とし，柱梁それぞれの材端に，回転ばねを設けた。部材の全塑性モーメント，および剛性は断面寸法と公称値を用いて計算した。回転ばねの弾塑性特性として，設計時に用いられるバイリニアモ
デル，および近年提案された Ibarra-Medina-Krawinker(IMK)モデル 1)を採用した。
履歴特性のモデル化の適切性を定量評価するため，各サイクルの強度ピーク値，履歴面積から評価した
吸収エネルギー E を評価の指標とした。モデル化の検討では，本実験で得られた履歴形状がピンチング
性状を示すことから，バイリニアモデルの他に，ピンチングモデルの採用を考えた。耐力低下（負勾配）の有無との組み合わせで 8 種類のモデルを用意し，加振振幅の大きさ別に 3 区分で検討した。それらの代表的な内容を図 1 の(1)～(3)に示す。
6000

M

図 1(1) に示すように，強度低下を組み込まない設
計用のバイリニアモデル（以降，設計用バイリニア）
では。破断後の強度を極めて過大評価し，吸収エネ
ルギー においては，実験に対し最大で 6 倍の評価となっている。図 1 (2) に示す，バイリニアモデルに骨格曲線の負勾配を導入したモデル（IMK バイリニ
ア 2）では，梁端破断後の強度低下が適切に反映されず，くり返し変形を受ける条件での強度低下が表現できていない。吸収エネルギーにおいては最大で5.7 倍の過大評価となった。図 1 (3) に示す，骨格曲線の負勾配に加えて履歴形状にピンチングを反映したモデル（IMK ピンチング）では，梁端破断後の強度劣化も含め，適切に再現できている（吸収エネル
ギーは 1.7 倍の評価）。大振幅実験，サイクルにして25 番から 37 番における履歴特性について，適切であると判断されたモデルは，耐力低下の負勾配を考慮したピンチングモデル，次いで同条件のバイリニアモデルであった。
4. 履歴モデルの 18 層骨組解析への展開
超高層建物を 1/3 スケール模型で模擬した 18 層鋼
構造骨組の試験体を用いて，2013 年にＥ－ディフェンス実験が行われた 2)。ここで収録された実験デー
タ 3)を対象に地震応答解析を実施することとし，公開資料 2)を参照しつつ 2 次元フレームモデルを準備した。図 2（単位 mm）に概要を示す。先に考察した履歴モデルを梁端回転ばねに導入する。 図 3 に履歴モデルの一覧を示す。また，梁端履歴の定義に重要となる降伏時回転角，負勾配開始時回転角，残余強度到達時回転角を表 1 に示す。IMK バイリニア 1 については，設計用バイリニアを基本に破断後ピンとするモデルとして採用した。この IMK バイリニア 1

M

M

M







(a) 設計用バイリニア(b) IMKバイリニア1(c) IMKバイリニア2(d) IMKピンチング

25050



図3 梁端回転ばねモデル一覧

図2 平面18層フレーム

3

表1 梁端履歴の骨格曲線における特異回転角
設計用

IMK

IMK

IMK

2

バイリニア バイリニア1 バイリニア2 ピンチング
降伏時
負勾配開始時正

残余強度到達時
降伏時
負勾配開始時
残余強度到達時

負0.00350.00350.0035-0.01480.018

0.00350.018-

0.0148

0.022

0.022

-0.0035-0.0035-0.0035-0.0035--0.0148-0.007-0.007--0.0148-0.009-0.009

倍率

1000

1

0

単位は rad
IMKバイリニア1の残余強度はゼロ

0.01

0.02

0.03

0.04

0.05

最 大 層 間 変 形角(rad)

図 4 入力倍率と最大層間変形角6

日本建築学会第90回北海道支部研究発表会 (2017)

は，負勾配開始時回転角に到達した後直ちに梁端曲げ強度をゼロにするモデルと言い換えることができ，
負勾配開始時回転角は，実験結果に関する公開資料を参照しつつ，最初に破断が生じた梁端の破断時回転角を意図して全て揃えることとした。本柱梁接合部破壊実験結果に基づいて強度劣化特性を採用した
IMK バイリニア 2，IMK ピンチングについても，表1 のとおり，全ての梁端で揃えた条件である。
実験で使用された模擬地震波の振幅倍率を 0.5 から 3.8 まで 0.1 ずつ増分させた解析を実施した。縦軸に倍率，横軸に最大層間変形角をとる，いわゆる動的漸増解析の結果表示フォーマットは，近年の設計
基準類 4), 5)でも重要視されており，骨組の強度劣化
特性が地震応答性状に及ぼす影響を端的に示す。この図 4 において設計用バイリニア，IMK バイリニア
1，IMK バイリニア 2，IMK ピンチングとも，負勾配が生じる倍率 1 までは，ほぼ同じ経路をたどり，線形的な関係を示している。降伏により骨組強度は頭打ちになるが，履歴減衰の効果で倍率を上昇させても変形が急に大きくなることはなく，設計用バイリ
ニアでは，ほぼこの関係を保つこととなる。
負勾配開始時（破断開始時）回転角が小さい IMK
ピンチング，IMK バイリニア 2 は，倍率 1 を超えてから急に変形が大きくなっており，その程度はくり返しによる吸収エネルギーを実験結果に合わせた
18

18

18

18

18

16

16

16

16

16

14

14

14

14

14

12

12

12

12

12

層

10

層

10

層

10

層

10

10

8

8

8

8

8

6

6

6

6

6

4

4

4

4

4

2

2

2

2

2

0

0.05
層間変形角(rad)0(a) 設計用
バイリニア(b) IMK
バイリニア 10.05
層間変形角(rad)00.05
層間変形角(rad)(c) IMK
バイリニア 2

0

0

0.05
層間変形角

(d) IMK
ピンチング

0.2
層間変形角(rad)(e) 実験結果

図 5 最大層間変形角分布0.1

層間変形角(rad)層

IMK ピンチングにおいてより顕著である。実験で観察された梁端破断の強度劣化特性が，骨組の最大応答変形に大きな影響を持つことが分かる。IMK バイ
リニア 1 は倍率 1.6 で（梁端破断による）梁端曲げ
強度ゼロの領域に入り，変形が一気に進み，IMK バ
イリニア 2 と同等の大きさに達している。
図 5 に各倍率における最大層間変形角の分布を示す。設計用バイリニアによる骨組では，下層に向か
い緩やかに変形が大きくなっていく。一方，負勾配を持つモデルによる骨組では，下層部の変形が突出して大きくなっている。すなわち，図 4 の最大層間
変形角の急な増大には，梁端の破断による強度低下が招く骨組変形の下層部集中の影響が多分に含まれている。図 6 に，倍率 2.0 時における一層目の層間
変形角時刻歴波形を示す。特に梁端破断後の強度（梁端エネルギー吸収）を 0 とした IMK バイリニア 1 では，大変形が多数回，くり返し生じている。IMK ピ
ンチングもこの傾向が強い。設計用バイリニアによる骨組では，大きな変形を記録する時間も相当短い。
実験においては，梁端破断が遅れて生じるものが存在していたため，IMK バイリニア 1 よりも冗長的な応答性状を図 4 において示した。ただし，変形の下層部集中が崩壊至るまでの過程に含まれることは今回の解析において再現された。なお，梁端の接合形式の観点 6)から，今回の実験に類する変形能力を

0.05

倍率2.0

0
-0.05
-0.1
0

Time (sec)
50

100

150

200

図6 図
地震応答解析における1層目層間変形角時刻歴波形
6 層間変形角の時刻歴応答波形（第 1 層目）

7

250

300

日本建築学会第90回北海道支部研究発表会 (2017)

0.2

0.1

0

3

振動数(Hz)

0.2

倍率1.5

加速度スペクトル(m/s2*s)

倍率1.0

加速度スペクトル(m/s2*s)

加速度スペクトル(m/s2*s)

0.2

0.1

0

振動数(Hz)

3

倍率2.0

0.1

0

振動数(Hz)3

図7 応答加速度波形に対するフーリエスペクトル（1自由度縮約）

ている。

6

5.

結語
柱梁接合部破壊実験に基づく数値解析では，履歴
形状，吸収エネルギーの推移の両面から検討し，履歴モデルの特徴を概観した。高層骨組崩壊実験に基づく数値解析では，4 種類の履歴モデルを用いて再現を試みたが，強度低下を含む履歴特性において骨組の最大変形の評価が大きく異なることが示された。
また，実験でも観察された下層部への変形集中が，梁端の強度劣化により誘発され，変形増大を相乗的に助長することが再現された。本解析条件では，梁端破断において，骨組としての振動特性も顕著に変化した。吸収エネルギーは，エネルギースペクトルに対応し，解析の履歴モデルにおいて，吸収エネル
ギー特性を負勾配，ピンチング等により適切に反映
しておくことで，より合理的な評価が実現される。

VE(m/s)

倍率2.0

倍率1.5
倍率1.0

0

0

周期(s)

5

図8 エネルギースペクトル有する場合には，冗長性を期待できない可能性があり，注意が必要である。
終局状況において下層部変形集中のシナリオが仮

参考文献
1) Lignos D. G. and Krawinkler H. : Deterioration modeling ofsteel components in support of collapse prediction of steel moment
frames under earthquake loading, Journal of StructuralEngineering, ASCE, Vol.132(11), pp1291-1302, 2011
2)「都市機能の維持回復に関する調査研究」報告書，京都大学防災研究所，20133) 波多野智也，飛田潤，長江拓也，福和伸夫，平山義治：鉄骨造超高層建物の振動台実験における汎用強震計による構造損傷評価，日本建築学会大会学術講演梗概集，構造 II，p953，
20154) PEER/ATC-72-1 Modeling and Acceptance Criteria for Seismic
Design and Analysis of Tall Buildings, October 2010
5)
TBI
(Tall
Buildings
Initiative)
Guidelines
for
Performance-Based Seismic Design of Tall Buildings, PEER,
November 20106) 松宮智央，長江拓也，鍾 育 霖，岡崎太一郎，福山國夫，
中島正愛：超高層鋼構造建物の柱梁接合部に関する４層骨組振動台実験，日本建築学会構造系論文集，NO.671 pp.85-94，
2012. 1

定できれば，1 自由度縮約における考察も合理的である。IMK ピンチングを例に，解析結果を 1 自由度
縮約して，1 次モード応答波形のスペクトルを図 7に示す。破断が生じない倍率 1.0 では，固有振動数を概ね一つのピークに対応させて評価することできる。一方，破断が生じる倍率 1.5 と倍率 2.0 の場合には，低振動数側にもうひとつのピークがある。白抜
きと塗りつぶしのプロットを初期条件と梁端破断条件として，エネルギースペクトル(h=0.10)へのプロット時の固有周期として反映した（図 8）。破断による負勾配履歴の存在，周期の伸びにかかわらず入力
波に対応する結果が得られており，地震動の強さを
入力エネルギーの観点からも考慮しておくことが，評価の面からも適切な手法につながることが示され*1 名古屋大学大学院環境学研究科・大学院生*2 名古屋大学減災連携研究センター・准教授・博士（工学)*3 近畿大学 准教授・博士（工学）*4 北海道大学大学院 教授・Ph.D.
*5 東北大学大学院 准教授・博士（工学）*6 名古屋大学災害対策教室・教授・工博*7 名古屋大学減災連携研究センター・教授・工博

Grad. Student, Environmental Studies, Nagoya Univ.
Associate Prof., Disaster Mitigation Research Center, Nagoya Univ., Dr. Eng.
Associate Prof., Kinki Univ., Dr. Eng.
Prof., Graduate School of Engineering, Hokkaido Univ., Ph. D.
Associate Prof., Tohoku Univ., Dr. Eng.
Prof, Disaster Management Office, Nagoya Univ., Dr. Eng.
Prof., Disaster Mitigation Research Center, Nagoya Univ., Dr. Eng.

8

日本建築学会第90回北海道支部研究発表会 (2017)

部分架構の動的載荷実験と同時損傷評価手法の開発
第3報

画像処理技術の適用検証と RC 造試験体の損傷量評価
正会員

〇高橋

典之 *1

同

根本

結衣 *2

同

長江

拓也 *3

同

松宮

智央 *4

同

岡崎太一郎 *5

同

丸山

一平 *6

梶原

*7

同

*8

同

御子柴

正 *9

同

浩一

中澤

博志

2. 構造－2g. 振動実験・観測
画像処理，計測手法，静的載荷，動的載荷，素の任意領域（サブセット）を指定し，計測対象

1．はじめに本報では，視差補正のないモノラルカメラを用

物に変位を与えると，変形後の画像でサブセット

い た デ ジ タ ル 画 像 相 関 法 [1] （ Digital Imageの輝度値分布と高い相関性を示すサブセットを数

Correlation：以下 DIC と呼ぶ）を用いて S 造およ

値解析で探索し，サブセットの中心点の移動よりび RC 造試験体のひずみ分布を計測し，ひずみゲ

変位の方向と大きさ算出する。この処理を全てのージによる計測と比較検討を行い，DIC に基づく

小領域で繰り返す事によって全視野の変位データ

RC 部材のひび割れ進展部位とひずみ計測結果とが得ることができる（図 1）。ひずみ分布は全視野の関係を示した。また，4K 動画による RC 造試験の変位データに基づき，変形前後の任意の二点間

体のひび割れ量画像計測手法の検討を行い，静的の長さ変化を求め当該区間のひずみに換算して求載荷と動的載荷による RC 部材の損傷量進展状態

める。

の差について検討した。

3.

2．モノラルカメラによる画像相関法概要

画像相関法によるひずみ計測－S 造試験体に[1]よる妥当性検証

光学的全視野計測法である DIC は計測対象物表

3.1

計測方法

面の模様のランダム性を基にして，変形前後の計

静的載荷試験体に対して計測を実施した。DIC

測対象物表面の変位の大きさと方向を求めること

を用いたひずみ分布計測には，梁危険断面側のウができる。任意の点（1 画素）を中心とした N×N 画

ェブ下面を載荷変位ピーク時に単眼の汎用デジタ
ルカメラ（解像度 2040 万画素）による撮影画像を用いた。DIC 処理のため，つや消しスプレーを用
いて斑模様を吹き付け，試験体の周囲に照明を設置し自然光による照度変化を抑制した。比較対象
として梁危険断面側のウェブ上面にひずみゲージ

変形前
図1（FLA‐5‐11）を貼り付けた。ゲージ位置を図 2 に

変形後

示す。

サブセットの位置の変化の簡略化図

図 2 ひずみゲージ貼り付け位置

図3

DIC によるひずみ分布図（下面）図 4

比較対象用ひずみ計測位置

Dynamic Loading Tests of Beam-to-Column Subassemblages and Validation of Real-Time Damage Evaluation
Systems – Part 3. Verification of Image Processing Technique for Evaluation of Damage Propagation in RC Specimens
TAKAHASHI Noriyuki, NEMOTO Yui, NAGAE Takuya, MATSUMIYA Tomohiro, OKAZAKI Taichiro,
MARUYAMA Ippei, KAJIWARA Koichi, NAKAZAWA Hiroshi and MIKOSHIBA Tadashi

9日本建築学会第90回北海道支部研究発表会 (2017)

できず，ここに計測結果を示していない。
4.

4K ビデオカメラによる損傷量計測概要

4.1

損傷量計測範囲

振動台上に試験体を見上げるように設置した
4K ビデオカメラ 4 台を用いて，後述する RC 造試験体の部材せい面について，図 6 の計測範囲

Ch.31（梁危険断面側を区間 A，加力点側を区間 D，
区間 A と隣り合う区間を区間 B，区間 D と隣り合う区間を区間 C）を動画撮影した。カメラ設
置状況の一例を図 7 に示す。振動台と試験体の間の距離が限られ，近距離で広域の撮影が可能
な広角レンズを用いているため，撮影画像（動画）には樽型収差が生じる。そこで，収差を解Ch.32

消するデジタルフィルタを作成し，取得画像を補正してから損傷量計測に用いた。樽型収差の補正例を図 8 に示す。

D10@100
D16

A

Ch.33

B

C

D16

D

200

540

2588

D6@100

1600
2578

図5

DIC とひずみゲージの比較
400

3.2

図 6 RC 造試験体における画像計測区間（A~D）

計測結果

試験体

DIC により得られた、ひずみゲージ貼付方向のひずみ分布を図 3 に示す。ここで，ひずみゲージ
貼り付け位置のひずみを読み取るべく，ウェブ上

カメラ

面のゲージ（外周部 10 点：片側 5 点，1mm 間隔）

カメラ

撮影
⽅向

位置に相当するウェブ下面のひずみデータを仮想
ひずみゲージとして DIC から読み取り（図 4），
その平均値をひずみゲージ計測値と併せて図 5 に

図 7 ビデオカメラの設置状況示す。
視差補正のない単眼デジタルカメラによる簡便な撮影システムでは，カメラ手前／奥行方向の変形によりゲージ計測値よりも若干大きめの値が計測されたが（図 5，DIC 補正前），中立軸位置にあたる Ch.32 のひずみ計測差に基づき DIC 計測結果

図 8 区間 A 画像の樽型収差とその補正例

を補正すると（Ch.32 の誤差分を Ch.31 およびCh.33 のひずみ過不足分として補正すると）ひず
4.2

みゲージ計測結果と DIC 計測結果がほぼ一致してひび割れ量の計測いた。なお，本計測において加振 C では塑性変形

ひび割れ長さは，歪み補正済みの画像を CADに伴い DIC 用に塗布した斑模様のついた酸化被膜に取り込み，ひび割れをトレースしてひび割れ線（黒皮）が剥がれ落ちたため，サブセット追跡が分長さの合計を算出した。ひび割れ幅は，文献[2]10日本建築学会第90回北海道支部研究発表会 (2017)

5.2

を参考に画像処理手法により自動計測した。ビデ

載荷計画

オ カ メ ラ 有 効 画 素 数 に よ り 1pixel あ た り

載荷方法は第 1 報で述べた S 造試験体の実験と0.2204mm の解像度を有する画像が取得され，原同様で，振動台を使い静的および動的載荷をした。

理 上 読 み 取 れ る 最 小 ひ び 割 れ 幅 は 0.5pixel ＝

振動台外周の反力床に設置した固定載荷梁と振動

0.1102mm となる。画像処理に用いた二値化閾値

台上の試験体梁部材先端部をピン冶具およびロー[2]は 256 階調（0～255）に対して 105 とし ，解像

ドセルを介し接続し，振動台の加振方向に試験体度の関係で部材角 1/100rad.未満のひび割れ認識がを載荷した。柱部材は振動台上に設置した固定冶

難しいため，部材角 1/100rad.以降の振幅更新時の具によりピン支持となるよう設置した。

正負ピ－クひび割れ幅を画像計測対象とした。

静 的載 荷 に 用 いた 振 動 台 加振 変 位 波 形は 周 期

5．RC 造試験体の実験概要と損傷量評価

100 秒の sin 波とし，加振継続時間の制約により表5.12 に示す静的載荷 A，静的載荷 B，静的載荷 C の試験体概要

RC 造試験体の配筋詳細を図 9 に示す。RC 造試

3 段階に分けて載荷を実施した。動的加振に用い験体は，2 つのト型試験体を作成した。梁の断面

た変位波形は周期 1 秒の sin 波とし，表 2 に示す

寸法は 540mm×200mm で，部材長 2578mm，梁危

動的載荷 A と動的載荷 B の 2 段階に分けて載荷し険断面から加力点位置までの長さ 2393mm，主筋た。なお，動的載荷 B の振幅と繰り返し回数は，

3－D16，補強筋 D6@100 である。一方，柱の断面
表 2 載荷計画

寸法は 400mm× 400mm で，部材長 2588mm，反曲点間（ピン支持間）長さ 2000mm，主筋 12-D16，

変位振幅

補強筋 D10@100 である。RC 造試験体の材料諸元を表 1 に示す。既往の研究 [3]から損傷量に対する繰返 加振開始から回数

部材角の経過時間 （柱回転含）

静的載荷 A

載荷速度の影響が表れやすいと考えられるせん断

1

10 mm

6

10 分

1/240

余裕度の大きさを設定し，RC 造試験体の梁区間

2

13 mm

6

20 分

1/184

のせん断余裕度が AIJ 靭性指針式におけるせん断

静的載荷 B

終局強度および曲げ終局強度から 3.0 になるよう
設計した。
表1

RC 造試験体材料諸元

鉄筋

コンクリート
[MPa]

主筋
帯筋
圧縮強度
σB
引張強度
σT
Ec

SD390
SD295
22.7(静的),
23.6(動的)1.98(静的),
2.23(動的)2.1×105

1

18 mm

6

10 分

1/133

2

24 mm

4

16 分 40 秒

1/100

3

36 mm

2

20 分

1/61

静的載荷 C
1

32 mm

2

3 分 20 秒

1/75

2

48 mm

2

6 分 40 秒

1/50

3

65 mm

2

10 分

1/37

4

80 mm

2

13 分 20 秒

1/30

5

96 mm

9(6)

28 分 20 秒

1/25

150
75 75 218

D16
D10@100

370

D16

200

D6@100540

70 150
75 75

1220

図9

1

10 mm

6

6 秒

1/240

2

13 mm

6

12 秒

1/184

動的載荷 B

2588

1368

400

動的載荷 A

2578

400

RC 造試験体配筋詳細（単位：mm）

11

1

18 mm

6

6 秒

1/133

2

24 mm

4

10 秒

1/100

3

36 mm

2

12 秒

1/61

4

32 mm

2

14 秒

1/75

5

48 mm

2

16 秒

1/50

6

65 mm

2

18 秒

1/37

7

80 mm

2

20 秒

1/30

8

96 mm

9

29 秒

1/25

日本建築学会第90回北海道支部研究発表会 (2017)

静的載荷 B と静的載荷 C の振幅と繰り返し回数を

残留変位は両試験体ともほぼ同一であった。

つなげたものと等しい。ただし，静的載荷 C の振5.4

静的載荷試験体の DIC 計測によるひずみ分

幅 96mm での載荷においては，繰り返し回数 6 回

布と可視ひび割れ幅の関係
S 造試験体に対する適用検証結果（視差補正）までで加振を停止した。
なお，S 造試験体と比べて試験体耐力が低く，を踏まえて，RC 造試験体の梁危険断面部分（A振動台に取り付けた固定治具および柱部材の加力区間）を計測対象範囲とし，載荷変位ピーク時にに伴う変形が極めて小さいため，振動台全体の変梁せい面を撮影した。ひび割れ発生の撮影画像と形が全て梁部材変形分になると考え，荷重の大き

DIC によるひずみ分布図を図 11 に示す。ここで，くなる加振 B および C の振幅は S 造試験体よりもS 造試験体と同様の考え方で仮想ひずみゲージが小さめに設定している。

載荷前に発生位置を特定できないひび割れの先端5.3部および近接部に貼り付けられていると仮定する。

荷重－変形関係

静的載荷試験体と静的載荷試験体の荷重－変形

仮想ひずみゲージで計測されたひずみと，ゲージ関係を図 10 に示す。両試験体とも曲げ破壊挙動

箔による拘束のない状態で開閉するひび割れの幅を示す紡錘形の履歴を描いている。正側では静的との関係を図 11 に示す。なお，ひび割れの開口

載荷試験体よりも動的載荷試験体の最大耐力がわ

による変位は DIC によるひずみ計測においては差ずかに（1％ほど）大きいくらいであるが，負側でし引かれている。

は静的載荷試験体よりも動的載荷試験体の最大耐

図 12 の横軸はひび割れ進展方向に対して直交力が 8％ほど大きい結果となった。繰り返し載荷方向に生じたひび割れ幅を画像計測した結果を，による耐力劣化は，静的載荷試験体のほうが動的

縦軸は各変位ピーク時の主応力方向ひずみ算定結

載荷試験体よりも大きくなった。動的載荷試験体

果を示す。ひび割れ進行方向と材軸とのなす角がでは除荷後に支持部材と試験体面の摩擦すべりが70°以下の斜めひび割れは（図中の青），そうでな

荷重変形関係に負勾配区間を生じさせているが，
75(a) 静的載荷試験
50

荷重[kN]

25

ひび割れ部撮影画像

0

図 11
-25

2000

-50

1800

-75
-0.05 -0.04 -0.03 -0.02 -0.01 00.01
部材角[rad.]1600

ひずみ分布図ひび割れ部のひずみ分布（1/61[rad.]時）
可視不可

0.02

0.03

0.04

材軸とのなす⾓70°以下
材軸とのなす⾓70°以上
ひび割れ開始点

0.05

1400

ひずみ[μ]

75(b) 動的載荷試験
50

荷重[kN]

25

1200
1000
800

完全にひび割れが
0

600

-25

400

可視可能

⼀部でひび割れ可視可能

200

-50

コンクリート引張強度時ひずみ

120
0
-75
-0.05 -0.04 -0.03 -0.02 -0.01 0
0.01
部材角 [rad.]

図 10

0
0.02

0.03

0.04

0.05

0.1

0.2

0.3

ひび割れ幅[mm]図 12RC 造試験体の荷重－変形関係

12

ひずみとひび割れ幅の関係

0.4

日本建築学会第90回北海道支部研究発表会 (2017)

いひび割れ（図中の緑）と比べて，グラフの傾きが急であり，ひずみの進展に伴いひび割れ幅が増大しやすい状態であることが分かった。また，各ひび割れにおいて，ひび割れが可視可能となった
点を赤バツ印でプロットした。本試験体におけるコンクリートの引張強度時ひずみは約 120µ であり，理論上はひび割れが生じることとなるが，実験では可視ひび割れはおよそ 200µ 以上で生じていることが確認された。よって，およそ 120µ から 200µ まではマイクロクラックが進展するプロ(a) 静的試験体の区間別最大ひび割れ幅

セスゾーンになる。また，可視不可ひずみ（図中のグレープロット）が 550µ 程度であり，550μ 以上になると完全なひび割れとして明瞭に認知できることから，200µ から 550µ 程度まではひび割れの架橋ゾーンになること分かった。
5.5

静的載荷と動的載荷による損傷量の差(1) 総ひび割れ長さ
静的載荷試験体と静的載荷試験体のひび割れ長さと部材角の関係を図 13 に示す。静的載荷試験
体と静的載荷試験体とで総ひび割れ長さに顕著な(b) 動的試験体の区間別最大ひび割れ幅差は見られないが，部材 1/37rad.時を除き，静的
図 14

載荷試験体の方が動的載荷試験体よりも僅かに総ピーク時最大ひび割れ幅計測結果

ひび割れ長さが長くなる傾向が見られる。なお，
繰り返し載荷で顕著になる剥落による見かけ長さ

ひび割れ長さを推定する。なお，ひずみ速度によ減少は本計測では見られなかった。

る材料強度上昇の影響響を考慮すべく主筋に貼り付けたひずみゲージの計測結果を用いるために，本推定では危険断面の引張鉄筋が降伏する
1/100rad.程度までの応答を対象にした。
危険断面の主筋に貼り付けたひずみゲージのひずみ計測結果から，降伏点に到達する載荷サイクルでの平均ひずみ速度は静的載荷で約 120µ/sec，
動的載荷で約 12000µ/sec であった。既往の研究より RC 建築物が地震動を受ける際に部材に発生するひずみ速度はおよそ 10 3～10 5 µ/sec とされ [4]，本
実験の動的載荷における載荷速度は地震動を受け

図 13 計測対象全区間における総ひび割れ長さ

る RC 建築物の載荷速度を模擬できていると考えられる。ひずみ速度の影響を材料強度上昇分とし(2) ピーク時最大ひび割れ幅
計測区間ごとの最大ひび割れ幅と部材角の関係て考慮したひび割れ長さ推定値を図 15 に，部材を図 14 に示す。図 14 より，静的載荷試験体では

角 1/100rad.時におけるひび割れ長さ進展状況推定

区間 A，区間 B，区間 C，区間 D の順で最大ひび図を実験結果と併せて図 16 に示す。

割れ幅が大きい傾向が見られるが，動的載荷試験

推定結果では動的載荷時のひび割れ長さが 2 割

体では変形が大きくなると区間 B の最大ひび割れほど少ないが，実験結果では殆ど差がない，また，幅が区間 A の最大ひび割れ幅よりも大きくなった。

推定結果は実験結果よりも過大評価となっている

5.6

部材変形法によるひび割れ長さ推定とそのが，図 16 より，推定に用いた森田式 [5]の平均ひび

検証

割れ間隔が本実験と整合しなかったことが推察される。

文献[3]で採用されている部材変形法に基づき

13

総ひび割れ長さ [ｍ]日本建築学会第90回北海道支部研究発表会 (2017)

静的載荷（実験値）

静的載荷（解析値）

きやすい傾向が見られ，本試験体においては

動的載荷（実験値）

動的載荷（解析値）

約 120µ から 200µ まではひび割れ進展におけ4るプロセスゾーンにあたり，200µ から 550µ程度までは架橋ゾーン，550µ 以上になると完
全にひび割れとして明瞭に認知できた。

23)RC 造試験体では，静的載荷試験体のほうが動的載荷試験体より総ひび割れ長さが僅かに長いが顕著な差は見られず，ひび割れ幅は動

0
-0.02

図 15

-0.01

0
0.01
部材角 [rad.]的載荷において最大ひび割れ幅発生区間が区

0.02

間 A から B に移行する傾向が見られた。

ひび割れ長さ推定値と実験値の比較

4)

載荷速度による材料強度状況の影響を考慮した部材変形法に基づくひび割れ長さ推定において，動的載荷試験体のひび割れ長さは静的載荷試験体より 2 割程度少ないと計算された。
ただし，平均曲げひび割れ間隔式が影響し実験結果を過大評価する結果となった。

（a）静的載荷試験体

参考文献[1] Nagai, K., Sato, Y., Ueda, T.: Mesoscopic simulation of
failure of mortar and concrete by 2D RBSM, Journal

図 16

of Advanced Concrete Technology, Vol.2, No.3,（b）動的載荷試験体
ひび割れ進展推定の比較（1/100 rad.）pp.359-374, 2004
[2] 佐藤真俊，高橋典之，菅野秀人，西田哲也：非定常変位を受ける RC 造柱部材の損傷量計測および6．まとめ

推定手法に関する研究，コンクリ－ト工学年次論

画像処理手法を用いた各種計測手法を S 造試験

文集，Vol.38，No.2，pp.931-936，2016.7

体および RC 造試験体に適用した結果，以下の知[3] N.

見を得た。
1)

Quantified

視差を補正できない市販の単眼デジタルカ

Influence

VisibleofDamages

Loading

RatioofStructural

R/C

on

Members, Proc. of the Sixteenth World Conference on

メラを用いた DIC によるひずみ計測を行い，Earthquake Engineering, Paper No.1458, 2017

S 造試験体では中立軸位置のゲージを用いて[4] 小谷俊介：鉄筋コンクリートにおける載荷速度のひずみゲージ計測結果とのキャリブレーシ

影響，コンクリート工学，Vol.21，No.11，pp.23-34，

ョンが可能であった。
2)

Takahashi:

1983.11

RC 造試験体では，材軸とのなす角が 70°以下[5]の斜めひび割れは，そうでないひび割れと比森田司郎：ひび割れの制御設計－RC 構造の場合－，
コンクリートジャーナル，Vol.11，No.9，1973.9

べて，ひずみの大きさに対してひび割れが開*1 東北大学准教授・博士（工学）Associate Professor, Tohoku Univ., Dr. Eng.

*2 東北大学大学院生

Graduate Student, Tohoku Univ.

*3 名古屋大学准教授・博士（工学)Associate Professor, Nagoya Univ., Dr. Eng.

*4 近畿大学准教授・博士（工学）Associate Professor, Kindai Univ., Dr. Eng.

*5 北海道大学教授・Ph.D.

Professor, Hokkaido Univ., Ph.D.

*6 名古屋大学教授・博士（工学）Professor, Nagoya Univ., Dr. Eng.

*7 防災科学技術研究所統括主任研究員 General Senior Researcher, National Research Institute for Earth
Science and Disaster Resilience (NIED)*8 防災科学技術研究所主幹研究員

Senior Researcher, NIED

*9 防災科学技術研究所特別技術員

Senior Engineer, NIED

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