広島工業大学紀要研究編第3 7巻 ( 2 0 0 3 )p p . 8 3 9 2 論文木造建物における動的特性に関するデータベース構築と軸組架構の動的ならびに静的載荷実験岩井神烏和哲* ・松森博孝 * * 志村*・一反田康啓**** (平成 1 4年 9月 5日受理) Databaseondynamicp r o p e r t i e sofwoodenb u i l d i n g s anddynamicands t a t i cl o a d i n gt e s t so fwoodenframeds t r u c t u r e s S a t o s h iIW AI， H i r 叫a kaMATSUMORI， KazushiKANDORIandYasuhiroITTANDA ( R e c e i v e dS e p .5 ， 2 0 0 2 ) Abstract I no r d e rt oe v a l u a t efundamentaldynamicp r o p e r t i e so fwoodenframeds t r u c t u r e s， dynamic ands t a t i cl o a d i n gt e s t swereconductedusingonebay-ones t o r ys t r u c t u r e s . A databaseon o t a lf l o o r woodenr e s i d e n t i a lb u i l d i n gwassummarizedt a k i n gn o t i c eo fc o n s t r u c t i o nmethod，t a t u r a lp e r i o danddampingf a c t o r . I nt h edynamicl o a d i n gt e s t，shakingt a b l e a r e a，weight，n t e s t shadbeendoneandadamages t a t ewasq u a n t i t a t i v e l ye v a l u a t e d，basedond i f f e r e n c eo f n a t u r a lf r e q u e n c i e sandr e s p o n s em a g n i f i c a t i o n sb e f o r eanda f t e re a r t h q u a k e l i k ee x c i t a t i o n s . r e s t o r i n g f o r c ec h a r a c t e r i s t i c so feacht e s tspecimeno ft h esamet y p e I nt h es t a t i cl o a d i n gt e s t， usedi nt h edynamicl o a d i n gt e s twereexaminedandt h er e s t o r i n g f o r c emodelscombinedwith t h eMasingt y p en o n l i n e a rmodelandt h es l i pt y p emodelwered e v e l o p e d . r o p e r t i e s，Dynamicl o a d i n gt e s t，S t a t i cl o a d i n gt e s t KeyWords:Woodenb u i l d i n g，Dynamicp 性能が改めて検証されている O しかしながら木構造は構法 1. 研究目的が多種多様であり，材料特性のばらつき，非構造部材の存 1 9 9 5年 1月に発生した兵庫県南部地震では，約 9万棟の在，偏心の影響，耐震性能評価法の未確立など未解決部分 0 万棟が半壊するという甚大な被害木造建物が全壊し約1 が数多く存在する。が発生し，阪神・淡路地区に極めて大きな被害をもたらし本研究では，まず，在来軸組と枠組壁の構法別に，木造 4 00人を超え，負傷者は 3 7 . 0 0 0人にものぼった。死者は 6，建物のデータベース構築を行い，建物情報，固有周期，減， 40 0人以上の死者の約 8-9割は，木造住宅のた。この 6 衰定数について動的特性の定量的評価を行うための資料を倒壊による圧死であった。この後，木構造の耐震性能の見整理した。 9 9 5年 1 2月には多度津直しが行われる動きが活発となり， 1 次いで 1層 1スパン単純骨組の在来軸組立体架構試験体 l lなどが実施され工学試験所で「木造住宅実大振動実験J を用いて動的加振・静的載荷実験を実施した。動的加振実た。これらの実験により当時の建築基準法の整合性や耐震験では，地震波加振前後の固有振動数・応答倍率の変化をネ広島工業大学工学部建設工学科日広島工業大学大学院工学研究科土木工学専攻 *口広島工業大学工学部建設工学科(現在，株式会社藤木工務庖) ****広島工業大学大学院工学研究科土木工学専攻(現在，早川ゴム株式会社) 8 3 岩井哲・松森博孝・神烏和志・一反田康啓調べ，加振による損傷状況を定量的に評価する手法を確立 2 ) 表 2 単位床面積重量の平均値，標準偏差(単位・ kN/m する事を目的とした。一方，静的載荷実験では，動的加振単位面積重量データ数牛 5 0 f 件 3 3 件 3 3 W a l l / Aa l 実験で用いたものと同じ形式の各試験体の復元力特性の性 /A2 明T 2F F 能評価，ならびに復元力モデルの構築を行うことを目的と W1F/A1 F Wa / A l 1 F した。また，木造軸組架構の復元力履歴モデルを Masing 標準偏差平均値 2 . 14 1 .9 0 2 . 4 5 4 . 0 2 牛 3 5 1 ' 0 . 5 3 0 . 46 0 . 5 0 0 . 8 7 型非線型モデル 3) と s l i p型モデルの組み合わせで表現する手法を用いて，壁倍率・降伏耐力・終局耐力・剛性・履 kN/m2 ) 表 3 建築基準法による各階重量(単位歴ループ形状を試験体ごとに検討し，実験結果と比較した。また接合部仕様の違いによる比較検証を行った。 2 . 木造建物の動的特性木造建物の動的特性を把握するために，建物面積，建物重量，固有周期，減衰定数のデータベース化を行い.各デ 1 0 ータの平均値，標準偏差を求めた。整理した文献として 8 1993~1999年の日本建築学会大会に発表された実大の木造芸ま 6 建物ならびに試験体を用いた振動台加力，仮動的加力，静主と 4 it-- C21HS cト由、ム坦坦。由、ll{N申 C問足。由、。ド中坦坦目、{呂町 321HN 由 q 。- c m m j t H守的 CHm15 回一叩司 x VK cドザ13. 跡 C315 醗 o s 2 - E 【目ヨご Cア g= = 2 . 1 延床面積 2 7 5円樋 2B chN13N 取り上げた。， C閃NlHNN 2 0 CE--∞。同加力，自由振動などの各実験，常時微動計測，応答解析を図 1は，在来軸組・枠組壁構法別に延床面積ごとの頻度 1 0 分布を，表 1に平均値，標準偏差を示す。これよりデータ 8 phυa往剖掛け写ベース化した木造建物は，平均約 130~170m2 であることカ王わカミる O 2 N M 小、円坦 H 叩同 j 、阿国﹃ S522g g 。 C 勺句 q D品目、 J R︻司凹 cq CE-- ﹃ ω C21CC 差標輪一則一同一問一山 4 f 牛一し一データ数 7 6件構法名軸組構 i 去枠組壁構法ハ υ 表 1 構法別の平均値，標準偏差(単位:m2) E 号 F2252 マヲマヲ ~∞内申 l 1 " ) ぱ3 q 司コロば三 2階重量 /2階床面積 ( k N / r r l ) P勺。~勺でゴドマア 1 0 1 5 8 誠一弘ハりに手ま 6 : ; t4 2 g= = ￨口木造軸組構法・木造枠組壁構法￨ Cつで ? で l 1 " ) 。勺小勺【坦小司 l 1 " ) o 甘 ∞ N にo 0 噌 pっゲコマポてl1") 日コ 1階重量11階床面積 (kKIぱ) 。。坦坦 2 5 0 E22g g f 号 E22g J- 2 0 0 8 . 目、f石町 1 5 0 ︻延床面積 ( r r l ) 1 0 0 ﹃ n u 5 0 lH司刊戸 C的NlNN υ n 252 g υ 0 1 0 図 1 木造建物の構法別の延床面積 8 phU44A 緩4 5 2 . 2 単位面積重量臼つマポマ夕 ~ q 。吋【日l1") 円ザ ∞ 内申 C " コゲ3 マゴドマl1") H 申日三総重量1 1階床面積 ( k K / r r l ) (Wa F) をそれぞれ示す。また表 2に平均値，標準偏 l l/A1 差を示す O これらより単位面積重量は約 2.2kN/m2 図 2 軸組構法の単位床面積重量分布図 84- c h甲1 3 由 C つ【 1zm グ勺 C岳山小3 - 。的叩j i 戸内申 F22s g 525222 戸 CA凶戸 } ( ︻叩干 { ったもの (W1 F/AJF)，総重量を 1階床面積で割ったもの C円一NjNN 積で、割ったもの (W2 F)， 1階重量を 1階床面積で割 F/A2 C21︻さ延床面積で割ったもの (Wa l l /Aa l)， 2階重量を 2階床面 C21()さ n u 図 2は，軸組構法について，平屋建と 2階建の総重量を木造建物における動的特性に関するデータベース構築と軸組架構の動的ならびに静的載荷実験 (220kg/m2 )，各階では約1.9~2.5kN/m2 (190~250kg/m2) ， 2 (410kg/m2 2階建ての 1階部分では約 4.0kN/m ) である 3 .動的ならびに静的載荷実験の試験体ことがわかり，表 3の建築基準法より算出した重量に近い実験で用いた試験体数は，動的加振実験用 2体，静的載荷実験用 3体の計 5体である O いずれも 1層 1スパンで高値となっている。さ 1820mm の平面架構を 2面つなぐ立体架構で，柱心間 2 . 3 固有周期隔を 910mmx910mm とし，各試験体 1対の耐力壁を有図 3は，固有周期の頻度分布を，表 4に平均値，標準偏 0 5体の試験体における耐力壁・接合方法及する(図 5) x (長辺方向)， y (短辺方向)がび，壁倍率を表 6に示す O 各試験体の木材種は，柱あるが， X，Y 両方向あるものは大きい方を採用した。こ ( I05mmx105mm) ・間柱 (35mmx105mm) をスブルーれより在来軸組で 0 . 3 4 秒，枠組壁で 0 . 1 2 秒であり，在来軸ス，筋かい (45mmx90mm) ・梁(l05mmx105mm) を組のほうがぱらつきが大きいことが確認できた。ベイマツ，土台(l05mmx105mm) をアピトン，込栓を差を示す。固有周期は表 4 構法別固有周期の平均値，標準偏差(単位秒) 時一側一山データ数 7 1件 1 8 件鋼板戸2 2 標準偏差 0 . 2 0 0 . 0 5 詩。 c 1 0 8 おけ一弘 FO4 ‘ 2 止イ巴 0 . 1 0 . 2 0 . 3 0 . 4 00.6 0 . 7 0 . 8 固有周期(秒) O . 9 i 9 .1 0 ①合板付 (PWCS'PWHS) ト一↑ 1 ロ木造軸組構法・木造枠組壁構法￨ 2 鋼板戸図 3 木造建物の構法別固有周期 2. 4 減衰定数図 4は，減衰定数ごとの頻度分布を，表 5に平均値，標準偏差を示す。なお減衰定数は x (長辺方向)， y (短辺 : ; ¥ " 5 C多[ ( : > ; 1 0 0 方向)両方あるものは大きい方を採用した。これより在来 S -HD15 軸組では 0 . 1 2，枠組壁構法では 0 . 0 4であり，在来軸組のほうがぱらつきが大きいことが確認できた。￨295 I 455 ￨表 5 構法別減衰定数の平均値，標準偏差 4 5 5 1295 1 訓 I ￨ l910 I ②筋かい付 (BFHS.BFHD) データ数平均値標準偏差 7 1件 0. 12 0 . 0 8 1 9 件 0 . 0 4 0 . 0 2 鋼板 t = 2 2 1 4 1 2 1 0 録む 8 6 : : ¥ ， : )0 釘G!l 凹 4 S -HD20 0 。。 l 減衰定数 0 2 0 . 3 凶i 2 0 . 4 1 ロ木造軸組構法園木造枠組壁構法! ゴ三ミ主合板・筋かい付 (PBHD) 図 5 試験体立面図図 4 木造建物の構法別減衰定数 85 岩井哲・松森博孝・神烏和志・一反田康啓ハリウン金物(以下 HD 金物と記す)・長ほぞ差し込栓を用い ¥EU 壁に 15kN用，構造用合板耐力墜に 10kN用を使用した。 I 込栓を用いた木造柱込栓の位置は，土台接合部の引抜 JMAKobeNS 2 MAX=818cm/s 5 0 0 ∞ 目たo HD 金物は壁倍率に対応させ，たすき掛け筋かい耐力 ∞ ケヤキとした。柱と土台(梁)の接合方法としてホールダ。 1 5 2 0 2 5 -500 載荷実験J 5 ) による研究成果に従って，部材のほぞ長さの 1 0 0 0 約2 / 3となるほぞ端あき長さ 55mmを設定した。 Time ( s e c ) 試験体の載荷直交方向への振動・ねじれ・せん断変形防図 7 振動台入力に使用した地震波止のために， 910mmX560mm の合板パネル 2枚を高さ中加速度を計測するために，図 8に示すように各耐力壁構央の位置に取り付けた。さらに，積載荷重に相当するものに相当する鋼板 ( 1 .63kN)を載せ，面の架構土台部と梁頂部に加速度計を計 4個取り付けた。 M12 ボルトで試験体と上の梁部で 8箇所緊結し，水平構土台部と頂部に付けた加速度計は 3方向とも 5G (G:重面内での剛性も高めた O なおこの重量は文献1)や前項力加速度)まで 3成分同時に計測可能のもの (NEC 三栄 2 . 2節より平屋建相当もしくは 2階建の 2階部分に相当す製， 9E07-A3) である O として 1 .96kN/m2 るものである。表 6 試験体一覧耐力壁仕様試験体名 BFHS (静的) BFHD (動的) H D金物 ( 1 5 k ! ¥ )I 筋かい PBHD (動的) 筋かい・合板 PWCS (静的) 合板 P i 九 THS (静的) 験 4 . 0 込栓 H D金物 ( 2 0 k N ) 込栓込栓 6 . 5 (法規上 5 . 0 ) H D金物(lOk N ) 2 . 5 法実 4 . 壁倍率柱一横架材接合方法方動的加振実験方法を図 6に示す。この実験では，@正弦波加振と④地震波加振の前後で損傷状況を固有振動数，応答倍率の変化によって評価するため，①$⑤のスイープ加振実験を行った O スイープ加振は，入力加速度 30~ 図 8 加速度計設置位置 50cm/s 2 • 振動数範囲 1~30Hz. 振動数の刻みを 0. 1. 0 . 5， 1.0Hz とした。正弦波加振は，振動数を 3~9Hz および静的載荷実験の実験装置を図 1 0に示す。試験体の土台を 10~25Hz の範囲で入力加速度を 100， 2 0 0 .3 00cm/s2 で変固定するため，下部に H 形鋼 ( H300x300x10x15，長化させた。④の地震波加振で用いた地震波は，1995年の神さ 2.730mm) を 2本設けた。加力のための H 形鋼反力フ戸海洋気象台の南北成分(JM AKobeNS，図7)である。レームの柱(図中右側)に加力装置を付けた。載荷は手動 0 0，200，500，900cmfs2程度最大入力加速度レベルは 30，1 油圧ジャッキ (200kN 複動シリンダー・ストロークの 5種類を設定した。 500mm) を用いた。試験体への載荷は 2つの耐力壁をつなぐ梁に水平方向変位を正負繰り返し与えた。水平荷重を 1)スイープ実験(入力加速度 30~50cm/ぷ) . 3む正弦波加振実験(入力加速度 100~300cm/s2) . 3むスイープ実験(入力加速度 30~50cm/s2) 計測するため， 50kN用ロードセルを油圧ジャッキと試験体の聞に設けた。載荷は変位制御により，図 9に示すように骨粗層間変形角を， : t1/480rad， : t1 I240rad. : t 1/120rad，土 1/60rad，土1 / 3 0 1 ・ ad，: t1 /15rad，1/10rad まで . の漸増載荷とした。変位計測には，ひずみゲージ式変位計主地震波加振実験(最大入力加速度 100~900cm/ s ' ) を用いた。水平変位計測には，試験体頂部の梁中央に計測 . ⑤スイープ実験(入力加速度 30~50cm/ジ) 図 6 実験フローチャート用にアルミ板を固定し， 200mm の変位計で左右から計測をした。試験体全体の土台下の H 形鋼からの水平方向移動を計測するために， 100mm の変位計を設置し，土台の 86一木造建物における動的特性に関するデータベース構築と軸組架構の動的ならびに静的載荷実験ずれを計測した。また，柱材の横架材(土台・梁)からの 5 .実抜け量を計測するため，全部の接合部において 100mmの 1参照)。変位計を設置した(図 1 E 貧会士ロ I /i 果 5 . 1 静的載荷実験での載荷・破壊状況 2に試験体荷重一頂部変位関係を示す c 合板付試験体図1 2 0 0 1 5 0 (PWCS.PWHS) では X 1と X 2の 2つの構面の変位の層間変形角 ( r a d ) 差が大きくなり，加力直交方向にねじれが生じた(写真1) 0 1 0 0 筋かい付試験体 5 0 れ裂き破壊が生じた時点(写真 2)で載荷を終了した。 O 筋かい付試験体。首申¥ 5 0 ( B F H S ) では載荷梁が部材繊維方向に割 ( B F H S ) は，層間変形角 1/60rad付近で HD 金物に波打つ歪み(写真 3参照)が見られた。合 1 0 0 板付試験体 1 5 0 ( P W H S ) についても層間変形角 1/60rad付近で HD 金物の波打つ歪みがみられ，構造用合板に釘頭 2 0 0 m' m がめり込んで、いた。層間変形角 1/30rad付近で構造用合図 9 載荷プログラム H 2 5 0x2 5 0x9x1 4 出向目的 H 3 9 0 x3 0 0xlOx1 6 写真 1 実験終了時図1 0 載荷実験装置写真 2 BFHSでの破壊状況写真 3 HD金物の破壊状況図1 1 変位計測方法 8 7 岩井 ( t f ) . b 3 0 1 ( k N ) 3 0 4r一一一哲・松森博孝・神烏和志・一反田康啓 BFHS 3 1 / 3 0 3 0 1 / 6 0 1 / 6 0 2 0 2 1 / 1 2 0 nu-- 一四逗 1 0 1 / 1 2 0 O ] / 2 4 0 -10 1 1 2 4 0 2 2 0 -] / 4 8 0 3 -4 3 0 ] / 4 8 0 (kN) -40 -80 -40 o 8 0 4 0 変位 (mm) 4 0 2 0 -20 O -40 層間変位 (kK) 4 0 1 ・件十 2 6 0 1 2 0 図1 3 各試験体の耐力 -一初﹃ 3 3 0 i P m a x Pu~「一一アf ーァーア二ニニニ5 0 . 9P m a xi j t' l ; ; : ; ー 2 0 ι AU-- 州問権 1 0 V I ← 0 . 8P m a x O Py 1 0 -20 2 つd 0 . 4P m a x 3 0 40 4 -80 -40 o 4 0 変位 (mm) 曲 1 2 02 4 02 4 01 2 o6 0 8 0 1 2 0 OJP m 品 I 一却﹁ 1 du 4 0 図1 4 完全弾塑性モデル 3 0 =t H : 2 0 は，耐力が高いものから順に筋かい付試験体 (BFHS)， 1 0 合板付試験体 (PWHS)，合板付試験体 (PWCS) である O O HD 金物接合が込栓接合より耐力が1.5倍程度上回り，剛 -20 3 3 0 -4 40 -40 接合部が異なる PWHS (H D 金物)と PWCS (込栓)は， 1 0 -2 8 0 o 4 0 F ( k N ) ll 4(d)35 「ー一一一ーー制緩 1 / 3 0 4 0 8 0 性も1.1倍程度高いことが分かつた。 1 2 0 5.2 壁倍率算定変位 (mm) 荷重図1 2 各試験体の荷重一変位曲線変位関係から包絡線を求め，水平加力時の挙動及び耐力を評価するために文献 6)に示されている壁倍率の板の釘が抜け，層間変形角 1/15rad 正方向載荷途中で耐評価方法を用いた(図 14参照)。最大荷重の 10%，40%を力が低下した。合板付試験体 (PWCS) は層間変形角結ぶ直線 Iと， 40%，90%を結ぶ直線 Eに平行で、包絡線と 1/60rad付近で構造用合板に釘頭がめり込み，層間変形角の接線を直線 Eとする。直線 Iと直線 Eの交点を降伏耐力 1 I30rad 付近で構造用合板の釘が抜けた。層間変形角 Py とする(直線 N)。その時の変形を y とし原点を結ぶ 1 I15rad 正方向載荷途中で耐力が低下した 3体の試験体直線 Vの傾きを初期剛性 K とする。最大荷重を越え耐力表 7 復元カ特性モデル評価値降伏耐力￨降伏変位初期剛性降伏点変位終局耐力 j l 1 2 0 r a d時の耐力 BFHS X1 PWCS 1 1 .9 6 5 . 9 6 . 13 1 5. 39 dv ( k N ) (mm) 1 0. 1 1 1 .4 8 8 . 9 1 1 2. 2 K (kN/mm) 1 . 18 0 . 5 1 0 . 6 9 dv (mm) ( k N ) ( k N ) 1 3 . 9 2 1 6 . 7 2 1 2 . 7 8 1 .26 2 0. 2 PWHS X1 7 . 6 4 1 5 0 . 5 1 2 4 . 8 9 1 7. 35 8 . 4 3 7 . 3 5 2 5 . 4 8 1 3. 13 1 3 . 3 3 7 . 0 6 6 . 6 6 1 6 . 9 8 7 . 8 4 9 . 2 1 平均 P y P u PV1却 2 2 . 6 1 1 1 .3 X2 1 1 .0 7 88 平均 X1 X2 平均 X2 7 . 6 9 9 . 8 0 . 7 9 1 6 . 3 4 木造建物における動的特性に関するデータベース構築と軸紐架構の動的ならびに静的載荷実験表 8 実験による壁倍率算定結果一覧 B F H S 最大耐力 P m a x (kN) 終局変位 du ( m m ) 靭性率 μ 構造特性係数 D ，試験体壁の長さ L PWCS 平均 X1 X2 平均 X1 3 4 . 4 7 1 7 . 2 4 1 7 . 2 4 2 0. 3 4 平均 X1 X2 1 0. l7 1 O . l7 l8 29. 1 4 . 5 9 1 4 . 5 9 9 1 . 7 9 1 0 7 . 8 7 6 . 7 9 2 . 9 1 2 1 6 4 . 8 6 . 6 6 . 4 5 目。2 9 6 4 . 6 4 . 8 6 3 . 9 6 0 . 3 0 . 3 5 0 . 3 4 0 . 3 8 0 . 9 1 0 . 9 1 1 .82 0 . 9 1 0 . 9 1 5 . 9 6 .l 3 1 5. 39 7 . 4 6 7 . 6 9 0. 29 ( m ) P y 1 .82 0 . 9 1 0 . 9 1 (kN) PWHS X2 1 .82 11 .96 短期基準せん断耐力 O . 2Pu/Ds(kN) 1 2. l1 5 . 8 1 4 . 8 8 1 4 . 5 9 7 . 7 6 7 . 0 2 2 / 3P m (kK) 1 3 .56 6 . 7 8 6 . 7 8 4 5 1 9. 9 . 7 2 9 . 7 3 P 。 "， P1120 壁倍率 ( k N ) 2 2 . 6 1 1 1 .3 1 1 .07 1 4. l4 7 . 0 6 6 . 6 6 1 6 . 9 8 7 . 8 4 9. 21 6 . 3 4 6 . 3 4 6 . 2 1 3 . 3 5 26 3. 2 . 7 3 4 . 0 9 4 . 2 9 3 . 9 3 PO/1 .96L は短期基準せん断耐力の最小値を表す。が 80%まで低下した時までの包絡線と X 軸で囲む面積と， ( k N ) 一寸 30 20 直線 Vで与えられる完全弾塑性モデルの台形の面積が等し一団宅くなる高さ(直線 V I ) を終局耐力 PU とする O モデルの評価結果を表 7に示す。これらより壁倍率を算出すると，表 1 0 O 8となる。筋かい付試験体 ( B F H S ) においては規定の1.5 倍以上， HD金物接合の合板付試験体 ( P W H S ) では1.61 .7 倍，込栓接合の合板付試験体 ( P W C S ) では1.1-1.3倍 -10 -20 -40 の数値を示した。 o 変位実験により得られた復元力特性を用いて，骨格曲線を完制定全弾塑性モデルとして，図 15の M asing型非線形復元力モ l i p 型復元力モデルの組み合わせによる復元力履デルと s 8 0 -30 1 2 0 (mm) 2 F ( t f ) 5.3 復元力モデル 4 0 ' 3 0 ( k N ) 30 20 1 0 O -10 歴モデルを作成した(図 16)。組み合わせは全体架橋に占 -2 3 asing型の比率 αによって決定した。 Masing型のめる M -20 -80 比率 α が大きい(スリップ型の貢献度が小さい)ほど履 4 0 8 0 -30 1 2 0 歴ループは大きくなる。逆に比率 α が小さい(スリップ型の貢献度が大きい) ほど履歴ループが小さくやせてくる 1 1 6o 1 2 024024012060 層間変形角 αが0.6程度が，層間変形角 1/60rad ま制逗 / 6 0 r a d以降は αが 0 . 2 では αが0.4程度が，層間変形角 1 程度が復元力特性をよく表せている O ( k N ) 一 " " l 30 2 20 1 1 0 ハU t i 1/120rad までは O O -10 円ノ“ -20 内くu 8 0 -40 o 変位 4 0 8 0 -30 1 2 0 (mm) 図 16 実験結果と復元力モデルの比較 5. 4 動的加振実験での結果 ( 1 )正弦波・地震波加振による応答加速度 Masing型 t r i l i n e a rモデル表 9に正弦波加振，表 1 0，1 1に地震波加振を行った場合 S l i p型モデルでの最大応答加速度を示す。正弦波加振時，図 15 復元力モデル BFHDでは， 2次の固有振動数であると考えられる 6Hz 入力時の応答 89 岩井哲・松森博孝・神鳥和志・一反田康啓 .4 倍率は1.7-2.2であるのに対し. 3Hz と 9Hz では1.2 -1 対し， 10Hz と 25Hzでは1.2 -1 .9と小さくなっていた。地と小さくなっている。 PBHD では， BFHD 同様，固有振震波加振時，筋かい付試験体 (BFHD).合板・筋かい付 4-13.6であるのに動数の 1つである 19Hz の応答倍率が 7. 試験体 (PBHD) 共に頂部の加速度は土台部の1.5-2.5倍となっていた。特に PBHD では土台部が 900cm/s2程度表 9 正弦波加振実験による頂部応答加速度結果であるのに対し，頂部加速度は 1500cm/s2程度生じた。筋かい付(BFHD) 入力加速度 100cm/s2 2 0 0 c m / s ' 3 0 0 c m / s ' 入力加速度 ( 2 )最大加振前後の固有振動数変化入力振動数図 17にスイープ加振より算出した各試験体の共振曲線 3Hz 6Hz 9Hz 134cm/s' 213cm/s2 373cm/s2 136cm/s 285cm/s2 クトル比を，表 12にスイープ加振と，試験体頂部，土台部 445cm/s2 の応答加速度のフーリエスベクトル比より求めた固有振動 2 2 7 c m / s ' 336cm/s2 5 3 8 c m / s ' 合板・筋かい付 (PBHD) 数を示す。筋かい付試験体 (BFHD)，合板・筋かい付試入力振動数 10Hz 19Hz 1 0 0 c m / s ' 2 0 0 c m / s 2 127cm/s 1174cm/s2 256cm/s 1308cml ぷ 3 0 0 c m / s 2 392cm/s' 1 7 3 0 c m / s ' 2 2 を，図 18に各試験体の土台部に対する頂部のフーリエスベ 25Hz 195cm/S2 ノ験体 (PBHD) とも固有振動数は 17-19Hz 付近であり，かなり剛な架構となっている。 313cml ジ 705cm/s2 最大 900cml ぷの地震波加振前後での固有振動数の変化にヮ“ υ ]つ μ 1 ょ FHD) 表 10 地震波加振実験による最大応答加速度(B 1i ﹃=﹄回占 UFDnuzunU 円 -半同 'J、 J14 司一以上F BFHD 初期状態 I 一一正弦波加振後地震波加振後句、也ーハU 5 一 1 0 1 5 20 振動数 ( H z ) 25 30 PBHD 悌 20 一一正弦i 皮加振後 1 5 地震波加振後。 ' [ ; 1 0 支。 O ---/-ー」、 D 1 0 1 5 2 0 振動数 ( H z ) 25 3 0 1 5 2 0 振動数 ( H z ) 2 5 3 0 1 5 2 0 振動数 ( H z ) 2 5 3 0 図17 各試験体の共振曲線表1 1 地震波加振実験による最大応答加速度 (BFHD) 2 5 地震波加振時 2 0 ' -1 5 まム : : / そ¥ て1 0 K 5ι O O 5 1 0 2 5 ま会 : : / ム地震波加振時 2 0 1 5 ぞ¥ て1 0 K 5 ト "'L O 3 1 0 図18 各試験体のフーリエスペクトル比 - 90一木造建物における動的特性に関するデータベース構築と軸組架構の動的ならびに静的載荷実験は，筋かい付試験体 (BFHD) では O . 4Hz減，合板・筋か 6 .結 . 2 H z減と若干の減少が見られ，い付試験体 (PBHD)では 0 三•. 6 - 日間木造建物の在来軸組と枠組壁の構法別に，データベースているのを確認することができた O また合板・筋かい付構築を行い，動的特性の定量的評価を行うための資料を整 D H B P 筋かい付試験体 (BFHD) では，筋かい端部に亀裂が生じ理した。また 1層 1スパンの在来軸組構法立体架橋試験体 0 では，頂部応答の土台部に対する応答倍率が2 から 1 3へと減少し，塑性化したものと考えられる O として動的加振用に 2体，静的載荷用に 3体，計 5体を用いて実験を実施した c 結果は以下の通りとなった。大きく損傷しなかった原因として積載重量が平屋建若しくは 2階建の 2階部分に相当する 2.0kN/m2 (200kg/m2) 1件，枠組壁構法 1 8件 1)データベースから在来軸組構法 7 でやや軽いことと， HD 金物による架構剛性が高いことが . 3 4 を調べた結果，固有周期の平均値は，在来軸組構法で 0 一因であると考えらる O 秒，枠組壁構法で0 . 12 秒であり，在来軸組構法が枠組壁構法よりやや長周期側にあることが確認できた。その標準偏表1 2 固有振動数の変化筋かい付 (BFHD) フーリエスイープ 3 1 8. 6 . 0 6 . 0 1 7 . 9 1 9 . 0 ¥ ¥ 加振実験則正弦波加振後地震波加振後 . 2 0 秒，枠組壁構法が0 . 0 5 秒であり，差は，在来軸組構法が0 合板・筋かい付 ( P B H D ) I スイープフーリエ￨ 1 9 . 0 1 9 . 0 1 9 . 0 1 8 . 8 1 8 . 0 後者のばらつきはかなり小さい。一方，減衰定数の平均値 . 1 2，枠組壁構法では 0 . 0 4であり，は，在来軸組構法では 0 在来軸組構法は枠組壁構法に比べるとかなり大きな減衰を示すことがわかった。その標準偏差は，在来軸組構法で 0 . 0 8，枠組壁構法で 0 . 0 2であり，減衰定数も後者のばらつ ( 3 )静的加力実験からの算出剛性による車越振動数きは小さい。静的載荷実験から算出した剛性 K より固有振動数の算出を行った。剛性は，復元力特性の原点と層間変形角 2)振動台加振実験に用いた試験体の固有振動数は，筋か 1 / 4 8 0r a d，1 / 1 2 0rad時の耐力点を結んだ割線剛性の傾き 8 . 3 H z( 0 . 0 5 5 秒)，合板・筋かいい付試験体 (BFHD) で 1 9参照)0 表 1 3に各試験体の剛性と卓越振動をとった(図 1 9 . 0 H z( 0 . 0 5 3 秒)であった。これ付試験体 (PBHD) で 1 数を示す。なお合板・筋かい付 (PBHD) の剛性は，合板はデータベースにおける木造建物の振動特性に比べると，付 (PWHS) と筋かい付 (BFHS) の足し合わせによってかなり剛な架構となっている O この原因として考えられる算出している。のは，積載荷重を平屋建，もしくは 2階建の 2階部分に相当する 2.0kN/m2 (200kg/m2) と設定したこと，ホールダ結果として，加振時では弾性範囲内で応答しているため， 1/480rad で求めたほうがスイープ加振で求めた固有振動ウン金物接合であるため架構剛性が高いことなどである。数に近い結果となった。 3)振動台上に筋かい付試験体 (BFHD)，合板・筋かい付試験体 (PBHD) を設置し，最大加速度 900cm/s2 の地表1 3 試験体の剛性に基づく固有振動数 16 00cm/s2 の加震波で加振した場合，試験体頂部で最大，速度応答が生じたが，筋かい付試験体 (BFHD) においては，筋かい端部に繊維方向に数本の亀裂が生じただけであり損傷は極めて軽微で、あった。加振前と後の固有振動数は， 1 8. 3Hz ( 0 . 0 5 5 秒)から 1 7 . 9 H z( 0 . 0 5 6 秒)へと若干の減少傾向が見られた。一方，合板・筋かい付試験体 (PBHD) でも同様に 1 9 . 0 H z( 0 . 0 5 3 秒)から 1 8 . 8 H z( 0 . 0 5 3 秒)へと 0から 1 3へと減少が見られ，軽減少し，加速度応答倍率が2 (当)悩 fF 微ながら損傷を評価できることが分かつた c 4) 復元力特性のモテゃル構築を行った結果，筋かい付試験 2 0 体 (BFHS) だけでなくホールダウン金物接合の合板付試験体 (PWHS)，込栓接合の合板付試験体 (PWCS) にお /60rad を超えるとスリップ型のいても，層間変形角が 1 変位復元力特性が顕著になることが認められた。復元力特性は， (mm) t r i l i n e a r 型復元力モデルと s l i p 型復元力モデルの組み合図1 9 剛性算出方法わせ比率 α を変えることによって表現することができる O 5)静的載荷実験の結果より得られた壁倍率は，筋かい付 . 3 4で，建築基準法で試験体 (BFHS) においては壁倍率 6 9 1 岩井哲・松森博孝・神鳥和志・一反日康啓版会， 1 9 9 4年 5月. 規定されている値のl.5倍以上，ホールダウン金物接合の合板付試験体 (PWHS) では壁倍率4 . 0 9で，規定値のl.6- 5)岩井哲:込栓を用いた木造柱横架材接合部の引抜 l .7 倍，込栓接合の合板付試験体 (PWCS) では壁倍率3 . 3 5 載荷実験，日本建築学会大会学術講演梗概集，構造で，規定値の1.1-l.3倍となった。また合板耐力壁(壁倍 2 0 0 1年 9月， p p .1 0 9-1 1 0 . 率2 . 5 ) 用としては，接合部耐力が低く建築基準法上使用 6)大橋好光:木造住宅の構造設計[改正基準法と品確法]，建築技術， 2 0 0 1年 3月. できない込栓を用いた場合でも，規定の壁倍率をさらに倍上回ったが，込栓の破壊を生じなかった。 1 . 1 l .3 7)岩井哲，松森博孝，神烏和志:振動台を用いた木造軸組架構の動的加振実験，日本建築学会中国支部研究参考文献 1)坂本功，宮津健二，大橋好光，牧 m，報告集，第2 5巻， 2 0 0 2年 3月， p p .8 9-92. 勉，林晃正， 8)岩井哲，神烏和志，松森博孝:静的水平力載荷実験難波蓮太郎:木造住宅実大振動実験中間報告書，日本による木造軸組架構の耐震性能評価，日本建築学会中住宅・木材技術センター， 1 9 9 6年 6月. 国支部研究報告集，第25巻， 2002年 3月， p p . 105- 2)一反田康啓:木造建物の耐震性能評価のための動的解 1 0 8 . 析モデルの構築，広島工業大学工学修士学位論文， 9)岩井哲，松森博孝:込栓接合を有する木造在来軸組架橋の動的加振・静的載荷実験，日本建築学会大会学 2 0 0 1年 2月. 術講演梗概集，構造 m ，2 0 0 2年 8月， p p .2 8 9-2 9 0 . 3)大崎順彦:建築振動理論，彰国社， 1 9 9 6年1 1月. 4)大崎順彦:新・地震動のスベクトル解析入門，鹿島出 - 92-