ＢＲＩ－Ｒ１講演会テキスト
ＢＲＩ－Ｒ
1 講演会テキスト

巨大地震に対する鋼構造建築物の終局状態の評価と損傷検知
構造研究グループ

目

上席研究員

長谷川 隆

次

Ⅰ

はじめに

Ⅱ

鉄骨梁端部破断までの限界繰り返し性能の検討
１）梁端部破断までの限界繰り返し性能に関する載荷実験①梁端部の多数回繰り返し載荷実験②既往の疲労性能評価式との比較
２）振動台実験による梁端部疲労性能評価式の検証①試験体及び実験概要②実験結果③疲労性能評価式の検証

Ⅲ

疲労性能評価式を用いた耐震安全性評価法の検討
１）エネルギー法告示の計算への適用
２）試設計建物による検討例

Ⅳ

加速度の積分による鉄骨造建築物の地震後の損傷検知の検討
１）地震後の鉄骨造建築物の梁端部の損傷評価法
２）加速度記録の積分方法と振動台実験による検討

Ⅴ

まとめと今後の課題
謝辞
参考文献

Ⅰ はじめに等を即座に推定する手法が必要である。

今後、発生が懸念される首都直下地震や巨大海溝型地震などでこのような問題を解決するために、建築研究所では、平成 28〜

は、これまでの設計の想定よりも大きな速度応答スペクトルの地

30 年度に指定課題「過大入力地震に対する鋼構造建築物の終局状

震動や長い継続時間の地震動が建築物に作用する可能性がある。

態の評価手法と損傷検知に関する研究」を実施し、鉄骨造建築物を

このような巨大地震に対して建築物の倒壊、崩壊を防止するため対象に、梁端部破断までの多数回繰返し載荷実験や骨組の振動台には、建築物の終局状態の挙動を明らかにし、その評価法を確立し実験等を行い、鉄骨造建築物の終局限界状態の評価法と地震後のておく必要がある。また、鉄骨造建築物では、構造躯体が内外装材

損傷検知手法について検討した。本稿では、その成果の一部を紹介に覆われているために、大地震後に梁端部で破断等が生じているする。

か容易に確認できない。建物管理者の迅速で適切な判断や居住者の安全を確保する上では、建築物の梁端破断の可能性やその部位

Ⅱ 鉄骨梁端部破断までの限界繰り返し性能の検討- 11 -

Ⅱ 鉄骨梁端部破断までの限界繰り返し性能の検討
１）梁端部破断までの限界繰り返し性能に関する載荷実験

実験では一定変位振幅により、梁端部フランジの全断面破断か①梁端部の多数回繰り返し載荷実験

50％の耐力低下まで載荷した。実験の結果得られた荷重-変形関係

これまでの耐震設計の想定を超える巨大地震が発生した場合、として、35 R スカラップ試験体の例を図 2 に示す。また、典型的鉄骨造建築物の梁端部では破断や局部座屈が生じ、それらの耐力な破壊形態を写真 1、写真 2 に示す。写真 1 の 35 R スカラップ試

劣化の進行によって建築物が倒壊する危険性がある。このような験体では、スカラップ底からの亀裂が進展して破断に至っている。

建築物の終局状態での評価法を確立することを目的として、梁端また、写真 2 のノンスカラップ試験体では、溶接始終端からの亀部破断までの限界繰り返し性能を明らかにするための静的な載荷裂が進展し、破断している。実験の結果、28 体の試験体の各振幅実験を行った。以下の a)〜c)の 3 種類の実験について、平成 28 年

における梁破断までの限界繰り返し回数が明らかになった。
500

度〜30 年度の各年度でそれぞれ実施した。

bM(kN･m)AS-1.4-2a)基本性状把握のための実験（28 年度）1)

-0.04

0.04

AS-1.4-4
0.04

-0.04

b (rad)-500500

載荷実験を行った。実験パラメータは、梁接合部詳細（35R スカラ

す載荷装置等により、表 1 に示す合計 28 体の試験体について実験

0.04

0.04

-0.04

0.04

-0.04

b (rad)b (rad)

-500

-500

-500

500 bM(kN･m)

500 bM(kN･m)

500 bM(kN･m)

AS-3.0-3

AS-3.0-2を行った 1)。

500 bM(kN･m)
AS-2.0-4b (rad)3.0m）及び載荷履歴（2θp、3θp、4θp、漸増）であり、図 1 に示

-500

-500

AS-2.0-3-0.04b (rad)500 bM(kN･m)bM(kN･m)AS-2.0-2

プ、ノンスカラップ）、部材種別（FA、FC）、梁長さ（1.4m、2.0m、

0.04

-0.04

b (rad)

梁端部の限界繰り返し性能に関する基本性状を把握するための実験として、柱を極厚 H 形鋼治具とした状態での多数回繰り返し

500 bM(kN･m)

500 bM(kN･m)
AS-1.4-3

0.04

-0.04

AS-3.0-4
0.04

-0.04

-500

0.04

-0.04

b (rad)b (rad)b (rad)500 bM(kN･m)
CS-2.0-2

0.04

-0.04

-500

-500

500 bM(kN･m)

500 bM(kN･m)

CS-2.0-3

CS-2.0-4
0.04

-0.04

b (rad)b (rad)

-500

0.04

-0.04

-500

b (rad)-500

図 2 荷重-変形関係（35R スカラップ）

図 1 実験セットアップ
表 1 試験体一覧
試験体 スカラップ

鋼種

梁断面AS-1.4-2
AS-1.4-3

1400

AS-1.4-4
AS-2.0-2
AS-2.0-3
AS-2.0-4
AS-2.0-I
AS-3.0-2
AS-3.0-3

BH-400×200×9×12(フランジ:FA,ウェブ:FA)
あり
(R35)

3000

BH-400×250×6×9(フランジ:FC,ウェブ:FB)

CS-2.0-4
CS-2.0-I
AN-1.4-2
AN-1.4-3
AN-1.4-4AN-2.0-2
AN-2.0-3

AN-3.0-3
AN-3.0-4
CN-2.0-2
CN-2.0-3
CN-2.0-4
CN-2.0-I

2000

SS400

AS-3.0-4
CS-2.0-2
CS-2.0-3

AN-2.0-4
AN-2.0-I
AN-3.0-2

梁長さ(mm)

BH-400×200×9×12(フランジ:FA,ウェブ:FA)
なし

bK
bM p
(kN ･m) (kN ･m)

2θ p 一定変位振幅3θ p 一定変位振幅 74680
4θ p 一定変位振幅2θ p 一定変位振幅3θ p 一定変位振幅58407
4θ p 一定変位振幅

θp
(rad)

351

0.0047351

0.0060漸増変位振幅2θ p 一定変位振幅3θ p 一定変位振幅 41538

351

0.008450776

288

0.00572000

4θ p 一定変位振幅2θ p 一定変位振幅3θ p 一定変位振幅

1400

漸増変位振幅2θ p 一定変位振幅3θ p 一定変位振幅 77649

362

0.004760621

362

0.0060362

0.0084342

0.00642000

SN400B
3000

BH-400×250×6×9(フランジ:FC,ウェブ:FB)

載荷履歴

2000

4θ p 一定変位振幅4θ p 一定変位振幅2θ p 一定変位振幅3θ p 一定変位振幅4θ p 一定変位振幅

写真 2 溶接始終端部から破断b) 柱を角形鋼管とした梁端接合部の実験（29 年度）2)
柱を実際の角形鋼管とした梁端接合部（通しダイアフラム形式）の多数回繰り返し載荷実験を行った。実際の角形鋼管柱の場合に漸増変位振幅2θ p 一定変位振幅3θ p 一定変位振幅 43064
4θ p 一定変位振幅2θ p 一定変位振幅3θ p 一定変位振幅53309
4θ p 一定変位振幅
漸増変位振幅写真 1 スカラップ底から破断は、柱の板厚が薄い場合、その影響で梁ウェブでのモーメント伝達
効率が低くなり、それにより塑性変形性能が低下する可能性がある。この実験と柱を極厚 H 形鋼治具とした状態での実験の変形性能の比較を行う。
実験パラメータは、梁接合部詳細（35R スカラプ、ノンスカラッ
プ）、部材種別（FA、FC）、柱断面板厚（9mm、12mm）及び載荷振幅（2θp、3θp、4θp）であり、合計 8 体の試験体について実験を行- 12 -

った 2)。28 年度と同様の載荷方法により、一定変位振幅により、

図 6 は、上段が、4 体の床スラブ付き試験体の荷重-変形関係で

梁端部のフランジが全断面破断するまで繰り返し載荷した。写真あり、下段は、29 年度の床スラブ無しの梁端接合部試験体の荷重3、4 に典型的な破壊形態の写真を示す。また、図 3 に 8 体の試験

-変形関係であり、比較として示している。図中には計算値の剛体の荷重-変形関係を示す。実験の結果、8 体の試験体の各振幅に性を破線で示しているが、スラブ付きでは、正側に床スラブを考おける梁破断までの限界繰り返し回数が明らかになった。

慮した剛性計算値を、負側は梁だけの剛性計算値を示す。スラブ付きの実験では、１サイクル目の正側の実験剛性は、床スラブを考慮した計算剛性とおおむね一致しているが、2 サイクル目からは、剛性が低下している。これらの実験から、床スラブが付いた試験体のフランジの全断面破断まで繰り返し回数は、床スラブ無しの試験体に比べて少なくなることが確認された 3)。

写真 3 スカラップ底から破断

写真 4 溶接始終端から破断

図 3 荷重-変形関係c) 床スラブが取り付いた梁端接合部の実験（30 年度）3)

図 6 床スラブ有無による荷重-変形関係の比較

梁に床スラブが取り付いた場合の影響について、一定振幅での多数回繰り返し載荷実験を行った。実験パラメータは、梁接合部詳②既往の疲労性能評価式との比較

細（35R スカラプ、ノンスカラップ）及び載荷振幅（2θp、4θp）

上述の a)〜c）の一連の梁端部の多数回繰り返し載荷実験から、であり、図 4 に示す床スラブ付きの梁端接合部試験体を合計 4 体

一定振幅での梁端接合部のフランジ全断面破断までの繰り返し回製作し実験を行った。図 5 に示すように試験体柱を床に水平に固数が明らかになった。図 7 に、これらの実験から得られた梁端部

定し、梁端部を水平方向に載荷した。

の塑性率(𝜇𝜇)-繰り返し回数(𝑁𝑁� )の関係を示す。(ⅰ)は 35R スカラ

ップ試験体、(ⅱ)はノンスカラップ試験体の結果である。図中には、

2000
スラブ

デッキプレート:デッキ高 75mm
頭付きスタッドφ=19mm ピッチ150mm
75 1002000

比較として、超高層鉄骨造建築物の梁端部（内ダイアフラム形式接合部）の載荷実験 4)から得られた(1)式の設計用の疲労性能評価式
5)をそれぞれ破線で示す。

梁:BH-400x200x9x12(SS400,SN400B)
257

35°

��

𝜇𝜇 � 𝐶𝐶 � 𝑁𝑁�

柱:□-300x300x12(BCR295,STKR400)
35

スカラップ
詳細

図 4 床スラブ付き試験体
横補剛

(1)

ここで、𝜇𝜇は梁端部の塑性率、𝑁𝑁� はフランジ全断面破断までの繰り返し回数、𝐶𝐶は接合部の仕様で決まる係数で、スカラップ梁は 4、ノンスカラップ梁は 5.6 である。𝛽𝛽は評価式の勾配で 1/3 である。
また、材料強度の影響についても考慮した 5)。
図 7 から、35R スカラップとノンスカラップのプロットの分布を

オイルジャッキ

梁
柱比較すると、35R スカラップの分布は、ノンスカラップの分布に比べて繰り返し回数が少ないことがわかる。a)基本性状の実験と b)
角形鋼管柱の実験の比較では、角形鋼管柱の実験の繰り返し回数

図 5 床スラブ付き試験体セットアップ

がやや少ないが、顕著な差ではない。また、c)床スラブ付きの実験- 13 -

については、塑性率を正曲げ側塑性率と負曲げ側塑性率の平均を5)用いており 、このような平均塑性率を用いることによって、スラ架構が不安定状態に至るか、水平変位が加振装置の限界に達するまで繰り返した。

ブ無しのプロットと概ね同様の傾向となり、同様の評価が可能と考えられる。これらの実験のプロットは、(1)式の既往の超高層鉄骨造建築物の梁端部の設計疲労性能評価式よりもやや上側に分布し、この疲労性能評価式によって、一般的な鉄骨造梁端部（通しダイアフラム形式）も、概ね安全側に評価できると考えられる。

図 8 試験体及び加振装置
おもり
加振方向
おもり支持
フレーム

(ⅰ)35R スカラップ試験体(ⅱ)ノンスカラップ試験体

図 7 塑性率-限界繰り返し回数関係
試験体２）振動台実験による梁端部疲労性能評価式の検証 6)

おもり
支持柱

転倒防止
フレーム

一定振幅の静的な載荷実験から得られた(1)式の疲労性能評価
式について、地震動による動的な応答下における有効性を検証するために、鉄骨造骨組の振動台実験 6)を行った。
①試験体及び実験概要

写真 5 振動台実験セットアップ

図 8 と写真 5 に、試験体、おもり、おもり支持フレーム、転倒

表 2 試験体一覧
試験体名
SC-KOBE
SC-THU
NSC-KOBE
NSC-THU

防止フレームを含めた振動台実験の加振装置全体を示す。試験体
は H 形鋼梁と角形鋼管柱より成る 2 スパン骨組である。慣性力を作用させるためのおもり支持フレームを 6 本のピン接合のおもり

梁断面H-175×90×5×8(SN400B)

支持柱で支え、その中央部に 2 スパン柱梁接合部試験体をピン接

柱断面□-150×150×12(STKR400)

梁端ディテール
35Rスカラップ
ノンスカラップ

入力地震波
JMA Kobe NS
THU NSJMA Kobe NS
THU NS

表 3 加振スケジュール

合で設置している。表 2 に示すように試験体は、梁断面を H-175×

試験体名

SC-KOBE

SC-THU

NSC-KOBE

NSC-THU

入力地震波

JM A Kobe NS

THU NSJM A Kobe NS

THU NS

5%

10%

5%

10%

65%

175%

65%

175%

2回目
3回目

65%

175%

65%

175%

65%

175%

65%

175%

4回目
5回目

65%

-

65%

175%

65%

-

65%

200%

6回目
7回目

65%
-

-

65%
65%

200%
200%

-

-

65%

225%

振動台上の入力地震動は、直下型の地震動として 1995 年兵庫県

8回目
9回目

-

-

65%

225%

10回目

-

-

65%

225%

11回目

-

-

65%

225%

南部地震において神戸海洋気象台で観測された地震動の南北成分

12回目

-

-

65%

-

13回目

-

-

65%

-

14回目

-

-

65%

-

15回目

-

-

65%

-

90×5×8(SN400B)、柱断面を□-150×150×12(STKR400)とし、接

予備加振
1回目

合部詳細（35R スカラップ（SC）とノンスカラップ（NSC）の 2 種類）と入力地震動（JMA Kobe NS と THU NS の 2 種類）をパラメー
タとして合計 4 体とした。

倍率（以下、JMA Kobe NS と呼ぶ）と、長継続時間の地震動として 2011年東北地方太平洋沖地震において東北大学で観測された地震動の南北方向成分（以下、THU NS と呼ぶ）を用いる。地震動の入力は、実験において振動台上で計測された地震動の加速度の時刻歴波

架構が弾性状態におさまる範囲での予備加振を行った後に、表3 に形の例を図 9 に示す。図 10 に、この地震動の擬似速度応答スペク

示す倍率で加速度記録を拡縮して入力しており、梁端破断によりトル（h=0.05）とエネルギースペクトル（h=0.10）を示す。JMA Kobe

- 14 -

NS の主要な地震動の継続時間が 15 秒程度であるのに対して、THU

表 4 損傷の経過（スカラップ梁試験体）

NS は 150 秒以上であり、また、THU NS の地震動では、エネルギー

加速度 (cm/s/s)

800
600
400
200
0
-200
-400
-600
-800

加速度 (cm/s/s)

スペクトルがかなり大きな値となっている。

800
600
400
200
0
-200
-400
-600
-800

JMA Kobe NS 65%(Peak:794.5cm/s/s)

時刻

0

10

20

30

40

60 (sec)50

THU NS 175%
(Peak:597.0cm/s/s)

0

50

100

150

200

250

時刻

350 (sec)

300

400
300
200
100
0

0.0

0.5

1.0

1.5

2.0

速度応答値 (cm/sec)(a) 速度応答スペクトル
600

2.5

3.0

400
300
200
100
0

0.0

0.5

1.0

1.5

2.0

(c) 速度応答スペクトル

600

2.5

3.0

周期 (sec)

JMA Kobe NS 65%

500
400
300
200
100
0

周期 (sec)

THU NS 175%500

速度換算値 (cm/sec)

JMA Kobe NS 65%

500

0.0

0.5

1.0

1.5

2.0

2.5

3.0

(b) エネルギースペクトル 周期 (sec)

速度換算値 (cm/sec)

速度応答値 (cm/sec)

図 9 入力地震動時刻歴
600

600

THU NS 175%

500
400
300
200
100
0

0.0

0.5

1.0

1.5

2.0

2.5

3.0

(d) エネルギースペクトル 周期 (sec)

図 10 入力地震動応答スペクトル②実験結果
スカラップ梁試験体である SC-KOBE と SC−THU の 4 箇所の梁端部の損傷の経過を、最大層間変形角を 6 区分に分けて表 4 に示す。
局部座屈の程度は、板厚の半分程度までを小、板厚程度までを中、それ以上を大として、座屈の進展具合を大まかに表している。入力
地震波による差異として、JMA Kobe NS 波を入力した試験体は局部座屈を伴う変形の進行が早く、引張側の残留変形となる片側フランジのみに破断が生じている。一方、THU NS 波を入力した試験体は局部座屈および残留変形があまり生じず、上下フランジが同程
図 11 梁端モーメント－梁端回転角関係（1B 西）

度に長時間の繰返しひずみを受けたことにより上下フランジ両方が破断する状況が確認された。
図 11 に 4 体の試験体の 1B 西における梁端モーメント－回転角

図 12 に加振毎の各試験体の梁端の最大塑性率μmax と累積塑性関係を示す。JMA Kobe NS 波を入力した試験体に比べ、THU NS 波

変形倍率ηの関係の進展を示す。図 12 より、最大塑性率および累を入力した試験体は変形角が小さい段階で破断に至っている。ま積塑性変形倍率は入力地震波によって増加量が大きく異なっておた、ノンスカラップ試験体(NSC)に比べ、35R スカラップ試験体(SC)り、直下型で残留変形の大きい JMA Kobe NS を入力した試験体はは変形角が小さい段階で破断に至っているのがわかる。

最大塑性率の増加が顕著であり、長継続時間の THU NS を入力した
試験体は累積塑性変形倍率の増加が顕著である。

- 15 -

る(2)式の疲労性能曲線式は、(1)式について材料強度による補正
スカラップ有SC-KOBEを行ったものであり、338 は、図 13 で示す一定振幅の梁端部の繰

1B西
1B東

り返し載荷実験の降伏強度の平均値である 6)。

2B西

破断

2B東
SC-THU

最大塑性率 μmax

破断

1B西



1B東
2B西

10

2B東

スカラップ無破断

NSC-KOBE

338

y



C  Nf(2)

ここで、𝜎𝜎� は、対象とする梁部材のフランジの降伏強さである。

1B西
1B東
2B西
2B東

NSC-THU

1B西
1B東
2B西

1

2B東

10

100
1000
累積塑性変形倍率 η

図 12 梁端部の最大塑性率－累積塑性変形倍率の関係③疲労性能評価式の検証 6)
図 13 は、超高層鉄骨造建築物等の梁端部を対象とした一定振幅での繰り返し載荷実験のプロットとそれに基づいて提示された(1)式の評価式である 4),5)。この (1)式の疲労性能評価式の地震動による動的な応答下での有効性を明らかにするため、本振動台実験の試験体の各梁端部の破断までの時刻歴から、疲労性能評価式の係数𝐶𝐶を計算し、図 13 の一定振幅の梁端部の繰り返し載荷実験
4)のプロットとの対応を比較検討した 6)。

塑性率 μ（片振幅）

10

1

0.1

  C  N f   , β=1/3
C=4 （スカラップ有
C=5 （スカラップ有
C=5.6（スカラップ無C=7 （スカラップ無C=8 （高性能仕口
C=10 （高性能仕口

1

10

設計式）
実験式）
設計式）
実験式）
設計式）
実験式）

100
破断寿命 Nf

1000

凡例
備 考
○ 工:35R● 現:35R+耳形● 現:35R,ｽﾗﾌﾞ付● 現:35R,H800● 現:実部材切出○ 工:ﾉﾝｽｶ･CFT● 現:ﾊﾝﾁ･CFT〇 工:ﾉﾝｽｶﾗｯﾌﾟ● 現:水平ﾊﾝﾁ〇 工:ﾉﾝｽｶﾗｯﾌﾟ▲ 現:耳形■ 現:ｻｲﾄﾞﾌﾟﾚｰﾄ■ 現:ｻｲﾄﾞﾌﾟﾚｰﾄ■ 現:ｻｲﾄﾞﾌﾟﾚｰﾄ■ 現:水平ﾊﾝﾁ◇ 工:35+10R,400N◇ 工:35+10R◇ 工:ﾉﾝｽｶ,400N◇ 工:ﾉﾝｽｶﾗｯﾌﾟ◇ 工:ﾉﾝｽｶ･柱薄◇ 工:ﾉﾝｽｶﾗｯﾌﾟ◇ 工:35+10R▲ 現:35+10R,385N

図 14 破断までの繰り返し回数と塑性率の関係

比較の結果を図 14 に、それぞれ、(a)スカラップ有と(b)スカラ
ップ無に分類して示す。振動台実験の計算結果(係数𝐶𝐶)は図中の実

図 13 超高層鉄骨造梁端部の実験結果と評価式 4),5)線で示され、図中のプロット(◇)が既往の一定振幅の繰り返し載
荷実験の結果である（振動台実験のデータとして文献 7）、8)の結具体の計算方法は、4 体の試験体の各梁端部の塑性率時刻歴につ果も追加）。振動台実験の計算結果は、図 13 に示した実験下限値

いて、Rainflow 法を適用して塑性率頻度分布𝑛𝑛� を算定し、(2)式のを基に設定された疲労曲線の実験式 5)（スカラップ有：C=5、スカ

疲労性能評価式を用い、評価式の勾配βを 1/3 として、それぞれ

ラップ無：C= 7）を梁端破断に至った全ての梁端部で上回っている。

の振幅(塑性率)𝜇𝜇に対応する限界繰り返し回数𝑁𝑁� との比�𝑛𝑛� ⁄𝑁𝑁� �

また、(a)スカラップ有では、◇のプロット範囲と実線が比較的狭を Miner 則を仮定して加算して損傷度𝐷𝐷を計算する。破断に至った

い範囲で重なり、(b)スカラップ無では、静的実験結果も含めて、時点の損傷度𝐷𝐷が 1.0 となるような係数𝐶𝐶を算定する。ここで用いスカラップ有よりもややばらつきが大きいが、静的実験の結果（◇- 16 -

のプロット）と動的実験（実線）が良い対応を示していることがわかる。これらの結果から、超高層鉄骨造建築物の梁端部の疲労性能評価式として提示された(1)式は、動的な地震応答下においても、地震動の特性にかかわらず、一般的な通しダイアフラム形式の鉄

ここで、𝑛𝑛は �𝑁𝑁� と �𝑁𝑁� の比で標準的な梁スパンでは1.85)である。

𝑛𝑛� はエネルギー法告示における平均累積塑性変形倍率で計算した場合の層の等価な繰返し回数であり、鉄骨造は 2.0、直下型地震に対しては 1.5 である 11)。𝑛𝑛� は長継続時間地震による増加係数であ

骨造建築物の梁端部破断の評価式として適用可能と考えられる。

る。

Ⅲ 疲労性能評価式を用いた耐震安全性評価法の検討

b) 長継続時間地震による増加係数𝑛𝑛�

継続時間が長い地震動の影響を検討する場合は、検討する地震

９),10)

１）エネルギー法告示の計算への適用

動の𝑉𝑉� / �𝑆𝑆� を考慮して𝑛𝑛� を設定する。図 16 に既往波の𝑉𝑉� / �𝑆𝑆� を(1)式の疲労性能評価式を、一般的な鉄骨造建築物の耐震安全性示す。エネルギー法告示では、El Centro NS と Hachinohe EW の応の評価や確認へ適用する方法として、時刻歴解析等を行わずに地答に基づいて極稀地震の等価な繰返し回数𝑛𝑛� を設定している 11)こ震応答の計算が可能なエネルギー法告示の計算に適用することを検討した。また、入力エネルギーが大きくなる長継続時間地震動の考慮や層の耐力劣化域のエネルギー吸収を考慮する方法なども検とから、極稀地震より継続時間が長い地震動を検討する場合は、(設計対象の𝑉𝑉� / �𝑆𝑆� ) / (El Centro NSとHachinohe EWの𝑉𝑉� / �𝑆𝑆� )の値の 2 乗の値を増加係数として設定する。

長継続時間地震の例として、増加係数𝑛𝑛� を 6.25 とした場合と告討した。ここでは、それらの計算方法を示すとともに、試設計建物を用いて計算、評価を行い、その有用性を検討した。

示極稀地震の場合の、(3)〜(6)式で計算される梁端部の破断限界

a) 梁端部疲労性能評価式に基づく層の変形限界の設定

塑性率𝜇𝜇�� を表 5 に示す。長継続時間地震では、告示極稀地震より

図 15 に示す各層の耐力劣化開始点は、当該層(i 層)のいずれか
5)の梁端部が(3)式の疲労性能評価式 から計算される破断限界塑性
率𝜇𝜇�� に到達した時点とする。

も層の等価な繰り返し回数 �𝑁𝑁� が多くなるため、𝜇𝜇�� は小さな値となる。また、接合部の仕様(𝐶𝐶)によって𝜇𝜇�� は異なる値となり、鋼材の材料強度が高いと小さな値となる。

��𝜇𝜇�� � 𝑘𝑘� ∙ 𝐶𝐶� �𝑁𝑁� /𝑘𝑘� �(3)

5

ここで、𝑘𝑘� は材料強度の調整係数で𝑘𝑘� � �2�/ �𝜎𝜎� ( �𝜎𝜎� は梁部材

VE/pSvEl Centro NS
Hachinohe EW
JMA Kobe NS

4の F 値)、 𝑘𝑘� は仕口の補正係数で 1.0、𝐶𝐶は接合部の仕様で決まる

3係数(スカラップ 4.0，ノンスカラップ 5.6，高性能仕口 8.0)であ2

る。 �𝑁𝑁� は梁端が最大振幅で繰り返すと仮定した場合の等価な繰

1

層の等価な繰り返し回数 �𝑁𝑁� との関係から (4)
返し回数 5)であり、0

式で表される 5)。層の等価な繰り返し回数 �𝑁𝑁� は、告示極稀地震は

01(5)式、長継続時間地震は(6)式で計算される。
層せん断力

 K i

W pi

Ki
 ui

 si

SN400

完全弾塑性モデル1
層の変形限界： Qui
3

Wci
 ci

層間変形

�𝑁𝑁� � 𝑛𝑛� /2�𝑁𝑁� � 𝑛𝑛� ∙ 𝑛𝑛� /2

SN490

C=4.0

C=5.6

C=8.0

C=4.0

C=5.6

C=8.0

告示極稀地震

4.6

6.4

9.1

3.3

4.6

6.6

長継続時間地震（𝑛𝑛� =6.25）

2.5

3.5

5.0

1.8

2.5

3.6

c) 増加係数𝑛𝑛� を考慮したエネルギー法における必要値の計算

図 15 層の変形限界
�𝑁𝑁� � 𝑛𝑛 ∙ �𝑁𝑁�5

表 5 梁端部の破断限界塑性率𝜇𝜇�� の計算結果

耐力劣化

面積等価

4

図 16 既往波の𝑉𝑉� / �𝑆𝑆�梁端bi到達（耐力劣化開始点）
静的増分解析

Qui

2
3
Period (sec)(4)(告示極稀地震)(5)(長継続時間地震)(6)

建物に入力される塑性ひずみエネルギー𝐸𝐸� 、架構が弾性範囲内で吸収できるエネルギー量𝑊𝑊� は、増加係数𝑛𝑛� を考慮して下式で表現される。

- 17 -

ES 

1n 2 MV S2  We
2

(7)

1
1

We    Q fi  i  Qdui  dui  2 i   dui Qdui ni n 2 
2
2


(8)

また、各層に分配された必要エネルギー量𝐸𝐸�� に対して、主架構お

よびダンパー部分の必要エネルギー量は次式によって算定する。
主架構： E sfi  E si 

Q fui

(9)

Qui

ダンパー部分： E sdi  E si 

収量（4𝑛𝑛� 𝑊𝑊��� ）と耐力劣化域での保有エネルギー吸収量（2𝑛𝑛� 𝑊𝑊��� ）で表される。

長継続時間地震動に対して、ダンパーを有しない建物 (LD1.0-

層の変形限界に達している。
NC4)では2～4層で𝐸𝐸��� が𝑊𝑊� を上回り、一方で、ダンパーを設置した建物 (LD1.0-DC4)では、𝐸𝐸��� が大きく減少し，層の変形限界に到達しない結果となっている。ダンパーのエネルギー吸収によって、主架構のエネルギー分担が減少したためである。また、入力レベルを 2.0 倍とした極稀地震に対しては、

Qdui
Qui

 2 i  dui  Qdui nsi n2(10)繰返し回数𝑛𝑛� の影響が無いため、ダンパー設置による𝐸𝐸��� の低減
効果は小さい(ER2.0-NC4，ER2.0-DC4)ものの、耐力劣化域を考慮す

ここでは，告示 11)で考慮しているダンパーの付加的な安全率を見ることにより、層の変形限界に到達しない結果が得られている。さ込まず、 n si は 5 とし、過去に発生した地震による損傷の影響も計らに、梁端部の仕様をノンスカラップ(ER2.0-DC6)とすることによ

算しないものとした。各層の耐震安全性の判定は、上記の算定で得り、いずれの層も安全限界内にとどめることが可能となっている。
座屈拘束ブレースとの比較によって行う。

6m×4=24m２）試設計建物による検討例
図 17 に検討対象建物の基準階伏図と軸組図を示す。文献 9)で対象とした標準的な事務所ビルに、制振ダンパーとしての座屈拘束ブレースを各層に 4 本配置している。ダンパーの履歴則は、2 次勾配をもつ移動硬化型とした。各層のダンパー量の設定は、架構全体の層せん断力に対するダンパーの層せん断力の比が 0.2 程度になるように断面を選定した。ダンパー設置後の固有周期は 0.88 秒で

6m×3 = 18m

D
C
B
A

a

b

c

d

(a) 基準階伏図

e

RF
9
8
7
6
5
4
3
2
1

3.5m+3.2m×8 = 29.1m

られる E sfi に対して、耐力劣化域 9)も含めた各層の保有エネルギーac

図 17 検討対象建物モデル
表 6 代表的な検討ケースある。
本手法を用いて、地震動特性、入力レベル、梁端部仕様をパラメータとした耐震安全性の検討を行った。代表的な検討ケースを表 6に、各層の必要エネルギー吸収量（◇：𝐸𝐸��� ）と保有エネルギー吸収量（棒グラフ: 𝑊𝑊� ）の比較結果を図 18 に示す。ここで、保有エネルギー吸収量(𝑊𝑊� )は、耐力劣化開始点までの保有エネルギー吸3

図 18 検討ケースの必要エネルギーと保有エネルギーの比較（単位：×10 kNm）

- 18 -bde(b) B，C通り軸組図

Ⅳ 加速度の積分による鉄骨造建築物の地震後の損傷検知の検討
１）地震後の鉄骨造建築物の梁端部の損傷評価法 12),13)
鉄骨造建築物では、構造躯体が内外装材に覆われているために、大地震後に梁端部で破断等が生じているか容易に確認できない。
建物管理者の迅速で適切な判断や居住者の安全を確保する上では、建築物の梁端破断の可能性やその部位等を即座に推定する手法が必要である。そこで、梁端部の損傷に着目した損傷検知の方法として、(1)式の超高層鉄骨造建築物の梁端部の疲労性能評価式を用いて、中低層鉄骨造建築物の地震後の損傷を検知する方法について、鉄骨造骨組の振動台実験により検討を行った。

図 20 残留変形を考慮した加速度記録の積分の計算手順

地震後の鉄骨造建築物の梁端部の損傷状況を評価するための計算手順を図 19 に示す。図に示すように、建築物の各層に設置した

上述の地震後の鉄骨造建築物の加速度記録の積分方法の妥当性

地震計の加速度記録を積分し、層間変形時刻歴を作成する。また、を検討するために、本研究課題で実施した梁端部の振動台実験に加速度記録に質量を乗じて、慣性力時刻歴も作成する。これらか地震計を設置して検討を行った 12),13)。ここでは、Ⅱ-2)節で示した

ら、各層の慣性力-層間変形関係を作成し、設計時の剛性や保有水振動台実験による結果を紹介する。図 8 に示すように、試験体取

平耐力を用いて、各層の最大塑性率と累積塑性変形倍率を計算す

付け架台上及び試験体梁上にサーボ型地震計を設置し、上述の積る。さらに、各層の最大塑性率と累積塑性変形倍率の値から、文献

分方法で、4 体の試験体の 1 回目の加振で計測された加速度記録か5)の方法により、各層において、最も大きな損傷となる梁端部の最ら層間変形時刻歴を計算した。

大塑性率等を推定し、(1)式の鉄骨梁端部の疲労性能評価式を用い

図 21 と図 22 に、スカラップ梁試験体(SC)の、JMA Kobe NS の結て、損傷度𝐷𝐷を計算する。この損傷度𝐷𝐷の値から、既往の実験結果

果(SC-KOBE)と THU NS の結果(SC-THU)を、レーザー変位計による14),15)変位と加速度記録の積分による変位の比較として、慣性力-層間変などを参考にして、建物各層の梁端部の損傷状況を評価する。

形角関係及び時刻歴を示す。図 21 は、JMA Kobe NS の地震動による加振であり、試験体が片側に大きく変形して残留変形が生じやすい。時刻歴波形を比較すると、加振中の変位応答や最終的な残留変形を精度よく予測できている。また、慣性力-層間変形角関係か
らも変位の履歴を概ね予測できている。図 22 は、THU NS の地震動による加振であり、継続時間が長く大きな残留変形が生じにくい特徴がある。振動中心があまり大きく変化しないような応答の場
合は、加振中の振動中心の移動を必ずしも精度よく予測できない
可能性がある。
図 19 梁端部の損傷状況を評価するための計算手順

これらの結果から、表 7 に層としての最大塑性率や累積塑性変形倍率等について、レーザー変位計と加速度記録の積分による値

２）加速度記録の積分方法と振動台実験による検討 12),13)を比較して示す。加速度記録の積分による計算値は、最大塑性率に本稿の損傷検知における地震計の加速度記録の積分方法は、地ついては 90%程度、累積塑性変形倍率については 65%〜80%程度の震後の建築物の残留変形も考慮することのできる方法である。こ精度で予測する結果となっている。また、文献 5)の方法を用いて、の積分方法は、長周期成分を除去した加速度を 2 階積分して作成

層の最大塑性率と累積塑性変形倍率から、梁端部の最大塑性率とした変位時刻歴に対して、別途、計算する残留変形時刻歴を足しわ累積塑性変形倍率を計算した結果を表 8 に示す。変位計による実せるものであり、文献 16)に示される考え方を参考としている。そ験値と加速度の積分から計算した予測値の比は、梁端塑性率ではの計算手順の概要を図 20 に示す。

0.8〜1、累積塑性変形倍率では、0.9〜1.2 程度であり、本稿で示した方法によって、地震時に計測される加速度記録の積分によっ- 19 -

て、概ね梁端部の損傷が予測できると考えられる。

Ⅴ まとめと今後の課題
今後、発生が懸念される首都直下地震や巨大海溝型地震などに対する耐震対策として、鉄骨造建築物を対象に、梁端部破断までの多数回繰り返し載荷実験や骨組の振動台実験等を行い、鉄骨造建
築物の終局状態の評価法と地震後の損傷検知手法について検討した。得られた成果の概要を以下にまとめて示す。
1) 鉄骨梁端部破断までの限界繰り返し性能の検討
・中低層鉄骨造建築物の梁端部を対象に多数繰り返し載荷実験を行い、梁端塑性率と破断までの繰り返し回数の関係を把握した。これらの梁端部の性能は、超高層鉄骨造建築物の梁端部の疲労性能評価式によって概ね安全側に評価可能であることがわかった。
・振動台実験の結果から、梁端部の疲労性能評価式は、動的な地震
応答下においても、地震動の特性にかかわらず、梁端部の破断評価

図 21 慣性力-層間変形関係及び時刻歴の比較(SC-KOBE)に適用可能と考えられる。
2) 疲労性能評価式を用いた耐震安全性評価法の検討
・梁端部の疲労性能評価式を建築物の耐震安全性の評価に適用する方法と継続時間が長い地震動の影響の考慮する方法として、エネルギー法告示の計算に適用する方法を検討した。提案する方法
で設計事例の評価を行い、その有用性を確認した。
3) 加速度の積分による鉄骨造建築物の地震後の損傷検知の検討
・中低層鉄骨造建築物の地震後の損傷を検知する方法として、加速度の積分と梁端部疲労性能評価式を用いる方法を提案した。振動台実験から、提案した加速度の積分方法によって、概ね梁端部の損傷が予測できることを示した。
本稿で紹介したように、平成 28 年度から 30 年度の 3 年間の研図 22 慣性力-層間変形関係及び時刻歴の比較(SC-THU)

究では、鉄骨梁端部の終局限界性能を明らかにして、鉄骨造建築物

表 7 層の応答値に関する変位計と加速度の積分の比較の終局状態を評価する方法を検討した。建築物が倒壊する場合には、柱の局部座屈や破断を伴うと考えられ、巨大地震に対して建築物の倒壊や崩壊を防止するためには、柱の終局限界性能についても明らかにする必要があり、今年度からは、引き続き、指定課題として、「極大地震に対する鋼構造建築物の倒壊防止に関する設計・評価技術の開発（令和 1〜3 年度）」を実施している。これらの研究

表 8 梁端損傷の実験値と加速度の積分による予測値の比較

成果についても、今後、公表する予定である。

謝辞
本研究は、建築研究所、東京工業大学、大阪大学、東京大学、
京都大学、一般社団法人日本鋼構造協会の 6 者で共同研究を締結して実施した。また、一般社団法人日本鉄鋼連盟による「鋼構造研究・教育助成事業」の助成金を受けている。ここに記して関係各位に感謝申し上げます。

- 20 -

～その 2 ダンパーを有する建物への適用検討～、日本建築
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9)

金城陽介、植木卓也、加村久哉、村上行夫、長谷川隆、中川
博人：梁端破断と耐力劣化を考慮したエネルギー法の計算、
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2018.910) 植木卓也、金城陽介、加村久哉、村上行夫、長谷川隆、中川
博人：梁端破断と耐力劣化を考慮したエネルギー法の計算- 21 -