CFT圧縮抵抗ブレースによる耐震補強を施した実在RC造学校後者の弾塑性性状 [ PDF

全文

(1)CFT 圧縮抵抗ブレースによる耐震補強を施した実在 RC 造学校校舎の弾塑性性状. 佐藤竜彦. 1,800. RF 3F 2F 1F. B×D 上端下端 B×D 上端下端 B×D 上端下端 B×D 上端下端. □ □. 2. 22.1 22.8 71.4. 2. 2,950. 1,900. 200. 2,950. 1C. 2,950. 2,750 2,750. 2C. 1C. 850. 2C. 200. 3,600. ７. ヤング係数(× 10 N/mm ) 4. 上階切断位置. Ｄ. 0.69 0.68 0.83 0.82. 53-1. 上階切断位置. 補強箇所 0 0 ,2 5. W150. Ｃ 0 0 ,0 4 1. Ｂ. 0 0 5 , 2. 2. 0 0 ,3 6. 1.89 2.29 4.22. W150. 補強箇所. Y方向. 419 454 489 485. ８. 図2 試験対象部分の軸組図. Ａ. 2. 0.17 0.20 0.20. 斜線部実験用スリット. 850. 1,000 600. 圧縮強度 (N/mm ). ブレース. 1C. ８. 表3 コンクリートの圧縮強度試験結果 1F 2F. 2C. 3,600. ７. 降伏強度降伏ひずみ引張強度降伏比 (%) (N/mm ) (N/mm ) 290 308 405 400. 1C. 3F 2F 1F 450×550 500×550 550×550 3-19φ 3-22φ 3-22φ 3-19φ 3-22φ 3-22φ 9φ＠240 9φ＠240 9φ＠240. B×D X方向主筋 Y方向帯筋. 1,800. GL. 表4 鋼材の引張試験結果. φ9 SR235 φ22 -175×175×6.0 STKR400 -200×200×6.0. CFTブレース □200*200*6 1FL. 表2 柱リスト. Y方向端部中央 300×700 3-19φ 2-19φ 2-19φ 3-19φ 300×700 4-19φ 2-19φ 2-19φ 4-19φ 300×700 4-22φ 2-22φ 2-22φ 4-22φ 350×900 3-22φ 3-22φ 3-22φ 3-22φ 規格. CFTブレース 2C □175*175*6 2FL. 本研究で対象とする文献 3)の建物の実験対象部分の 1 階の伏図を図 1，軸組図を図 2 に示す．実験架構は，4 つの構面から成る 3 層 1 スパン（実験対象は一階と二階 X方向端部中央 300×650 3-19φ 2-19φ 2-19φ 3-19φ 300×650 3-19φ 2-19φ 2-19φ 3-19φ 300×650 4-19φ 2-19φ 2-19φ 4-19φ 350×1000 3-19φ 3-19φ 3-19φ 3-19φ. 1,800. 850 200. 3FL. 2 実験概要. 表1 梁リスト. 1,800. RFL. 3,600. 3). 3,600. 1),2). 11,800. 当研究室では，これまでに圧縮抵抗型の CFT ブレースを用いた RC 構造建物の耐震補強法を提案してきた . 提案補強法は，従来頻用されてきた鉄骨枠付きブレース補強法と同等の耐震性能を保持しつつも，簡易施工が可能であることが特徴である．この補強効果については，2006-2009 年にかけて，既存不適格学校校舎の桁行き方向を想定し，1 層 1 スパンを取り出した 1/2 縮約モデルによる実験および解析，2010 年にはこの提案補強法を実在文教施設に施し，静的水平加力実験を実施することで検証してきた．本研究では，2010年の実験の水平耐力評価法を示す．さらに荷重－変形関係を追跡できる解析モデルを示し，実験と解析の比較・検討を行う．この対応を確認した上で，提案補強を施した当該建物の地震時の挙動を調べている．最後に，設計に必要な事項について検討を行っている．本報では，実験概要を示した後，水平耐力の評価法と実験と解析の荷重－変形関係ついて示す． . 部分とした．）で，B-C 区間が 2,500mm の廊下であり，AB 区間，C-D 区間がそれぞれ 6,300mm，5,200mm の教室となる中廊下型の平面プランを有している．7 軸 A-B 通り間および C-D 通り間には，壁が存在している．この壁は，厚さ 150mm（W150）の 3 連層耐震壁である．A,D 通り構面は垂壁・腰壁を持つラーメンであるが，脆性的な挙動を避けるため，腰壁に実験用スリットを設け靭性の改善を図った．実験架構には既存 RC フレームの補強として，A, Ｄ構面の 1 階と 2 階にそれぞれ□ 200 × 200 × 6 と□ 175 × 175 × 6 の角形鋼管にコンクリートを充填して作成した CFT ブレースを設置した．. 3,600. 1 はじめに. 1,800. 1,800 3,600. X方向. ７. ８. 図1 試験対象部分の伏せ図.

(2) 実験試験体の柱，梁リストを表 1，2，コンクリートの圧縮強度結果を表 3，鋼材の引張試験結果を表 4 に示す．実験試験体への載荷は，2 階床および 3 階床において等しい水平力を与え，2階の床レベルにおける変位で制御した．加力は図 1 の伏せ図の X（桁行）方向に行った．. 全構面風上柱引張降伏時計算耐力：4027kN. 最大計算耐力：3279kN. 3000 ) N k (. Q. 試験体の実験耐力の推定を試みる．まず，無補強構面と補強構面のそれぞれの耐力算定方法について述べる．図 3 に B 通りの無補強架構の断面力図を示す（紙面の都合上 B 構面のみ記載）．図の Q ・M は，柱のせん断力・曲げモーメントである．図の純フレームは柱が曲げ降伏するとして計算しており，柱断面の曲げ終局強度 M が分かれば，崩壊メカニズム時の水平耐力を特定できる．M は柱端部（ブレース接合部がある場合は，その上下端部）より D/4 離れた断面において，診断基準の終局曲げ耐力式で算定した．D は柱せいである．なお，上階の梁のせん断力は，容易に推定できないので，これは考慮していない．補強架構周辺の力の釣合いを図4に示す．１層の柱が引張降伏すると連層耐震壁同様，補強架構が全層にわたり回転すると考えられる．図4の破線で切り出した自由体について，A 点を回転中心とし，鉛直荷重 W と柱の降伏軸力N と風下柱のせん断力Q による力のモーメントと水平荷重 P による力のモーメントの釣合いにより，風上柱引張降伏時の補強架構の計算耐力を求めた．図 5 に正側加力時の Q － R の包絡線を示す．図 5 に補強架構の風上柱引張降伏時計算耐力（以下，引張降伏時計算耐力と呼ぶ）1 を実線で示す．引張降伏時計算耐力 1 は，補強架構の風上柱が引張降伏する時の耐力と無補強構面の耐力を累加して算定した．なお，補強架構の風上柱が引張降伏した時点では，無補強構面の柱は曲げ降伏していなかったと考えられるため，無補強構面の計算耐力は，当該架構の柱が曲げ降伏する時の耐力に強度寄与係数を乗じて求めた．は，以下の式（1）で求めた． 0.3 0.7 R R （1）ここで，R は補強架構の風上柱引張降伏時変形角，R は柱の曲げ降伏時変形角で 1/100rad. としている．これは，過去の実験において無補強架構の柱の曲げ降伏変形角が R=1/100rad. 以上であった結果を参照した．引張降伏時の実験耐力は引張降伏時計算耐力 1 より 9％大きい値となった．これは直交梁による押さえ効果による影響だと考えられる． c. c. u. u. 4). i. y. c. C. c. y. 補強架構の風上柱引張降伏時耐力：2886kN. 補強架構の風上柱引張降伏時計算耐力1：2636kN. 2000. 0. 0. 0.3. 0.6. 0.9. 1.2. 1.5. R (×10-2rad.). 図5 正側加力時の包絡線. 直交梁による押さえ効果を考慮した場合の引張降伏時計算耐力 2 を図 5 に点線で示す．図 4 の中で（）で示す直交梁のせん断力 Q を W に加算して，A 点回りのモーメントの釣り合いより求めた．なお，Q は，以下（2）の式で算定した． o. bi. i. o. o. Qbi. 3Ei I i l 2. i 3. bi. 2 (2). ここで，E はコンクリートのヤング係数（表 3），I は直交梁の断面二次モーメント（全せい有効の長方形断面），は補強架構の風上柱と隣接する無補強架構の風上柱の鉛直変位の差，l は直交梁の内法長さとする．本実験では，B8 柱の鉛直変位は測定していないため，C8 柱の鉛直変位と同一と仮定した．スラブおよび鉄筋の影響は無視している．直交梁の押さえ効果を考慮した場合の引張降伏時計算耐力 2 は，実験値との誤差は 3% となった．直交梁の抵抗を考慮することにより，実験耐力の評価精度が僅かではあるが向上した．正側加力時の最大耐力の実験値と計算値の比較を行う．図 5 に，直交梁が曲げ降伏したと仮定した場合の計算耐力を一点鎖線で，全構面の風上柱が引張降 i. i. i. 8W3W（+ 3+cQob3 Qb3）. 7W3. 8W2（+oQb2）. 7W2. P. 8W1（+oQb1）. 7W1. N=478kN. P. N=387kN. my. y. 補強架構の風上柱引張降伏時計算耐力2：2808kN. 1000. 3 実験結果と計算結果の評価. c. 最大耐力：3552kN. 4000. Qc Mu =323kNm. Mu =204kNm. Qc=246kN. Qc=155kN. Mu =323kNm. Mu =204Nm. Ny=937kN. Pn=401kN. my. 1). 53-2. 7. A L 8. 図4 補強架構周辺の力図3 無補強架構の断面力図の釣り合い（B構面）（風上柱の引張降伏時）.

(3) 5. 2. 6. 4.2 実験試験体の解析結果. 図 9 に実験と解析により得られた試験体の水平力 Q‐ 層間変形角 R 関係を示す．点線が実験値で，実線が解析値である．図9には補強架構の風上柱が引張降伏した点を（解析では■ , 実験では●でそれぞれ）プロットしている．試験体の正側加力時における補強架構の風上柱. 補強架構の風上柱引張降伏時のブレース軸力最大耐力時のブレース軸力. 軸力. 軸力. 軸力. P. P. P. P. 3775. 表5 CFTブレース負担軸力の比較. 軸力 3600. 3). 圧縮剛性を有する無筋コンクリート断面を用いており，ブレースに引張力が作用しない接合部の詳細を模擬している．また，直交梁による押さえ効果を模擬するために，図 7 に示すモデルを加えた．これは，柱の鉛直方向変位の差により発生する梁のせん断力を伝達する機能を持っている．A ～ D の構面は，剛床仮定が成り立つものと仮定して，それぞれの柱端において，剛体によりピン接合している．コンクリートおよび鋼材の材料構成則を図 8 に示す．コンクリートは耐力劣化を考慮しない Popovics モデル），鋼材はバイリニア型でひずみ硬化を考慮したモデルとした．. 3600. 伏したと仮定した場合の計算耐力を二点鎖線で示している．なお，直交梁の曲げ耐力は，診断基準の終局曲げ耐力式により求めた．ここでもスラブの影響は無視している．前者は，実験値を 8% 過小評価し，後者は， 12% 過大評価した．このことは，正側加力時の最大水平耐力は，直交梁の負担可能な最大せん断力が，無補強構面である B,C 構面の風上柱の負担軸力よりも小さいために，全構面の風上柱が引張降伏するまでに至らず直交梁が曲げ降伏することで決定したと考えられる．表5にブレースの負担軸力の実験値と計算値の比較を示す．実験値は，ブレースの材中央部４面に貼付したひずみゲージにより測定したひずみの平均に軸剛性をかけて求めた．コンクリートのヤング係数は，表3の値を，鋼材のヤング係数は一律 2.05 × 10 N/mm とした．計算値は，図 4 におけるブレースの軸力である．補強架構の風上柱引張降伏時の両者の値の比は，0.99 から 1.03 となり高い精度で一致している．これは，計算において仮定した補強架構と無補強架構の水平力分担が妥当であることを示しており，式（1）の強度寄与係数と，直交梁の押さえ効果の評価が適切であったことを示している．最大耐力時の計算の誤差は3%以内で実験値を評価しており，この時点においての補強構面の負担水平力も精度良く評価出来ていることが分かる．これは，直交梁のせん断耐力が精度良く評価できていることを示している．実験値. 計算値. 実/計. A. 1059. 1031. 1.03. D. 1085. 1093. 0.99. A. 1227. 1249. 0.98. D. 1309. 1339. 0.98. 7. 3600. 8. A,D通り. 3600. 7. 剛域ヒンジ領域. 8. B,C通り. 図6 解析モデル σ. 4 弾塑性挙動解析. 解析により，実験挙動の追跡を試みる．解析にはファイバーモデルで断面の応力状態を表現する手法を用いて，梁要素の剛性マトリックスを組み込んだ非線形の2 次元骨組解析プログラムを使用した．. c. 剛棒. 4.1 解析モデル . 53-3. B. E. 5). 図6に試験体の解析モデルを示す．解析モデルではスラブ筋を考慮して，梁主筋の断面積を2倍として梁の剛性と耐力を上昇させている．柱梁接合部内は，剛域とし，ヒンジ領域長さは柱については柱せいの半分，梁については梁せいとした．補強ブレースは，1 階と 2 階に設置したそれぞれの角形 CFT ブレースとほぼ同等の軸. σ. εco. B8(C8) 柱頭. 図7 直交梁のモデル. εr. a)コンクリート E. pin接合 pin 接合 A8(D8) 柱頭. εr /2. E y. b)鋼材図8 材料構成則. ε.

(4) 4000 3000. Q (kN). 2000 1000. 1.4. C構面（無補強構面）. 1.2 1 0.8. (%). 1 0.8 0.6. 0.4. 0.2. 0.2 -0.5 0 0.5 R（×10-2rad.）. 1. 1.5. 2. 解析実験. D構面（補強構面）. 0.6. 0.4. 0 -2 -1.5 -1. 0 -2 -1.5 -1. -0.5 0 0.5 R（×10-2rad.）. 1. 1.5. 2. 図10 風上柱の鉛直ひずみ -層間変形角 R 関係表6 正側耐力比較補強架構の風上柱引張降伏時耐力（ kN）正側最大耐力（kN）. 実験値. 解析値. 実/解. 2886. 2866. 1.01. 3552. 3627. 0.98. 5 まとめ. 本研究から，以下の結論を得た．（1）本報で示す簡便な計算手法により実験の水平耐力およびブレースの負担軸力を精度良く評価することが可能である．（2）本報で示す解析手法により補強架構の風上柱引張降伏時耐力および正側最大耐力それぞれの誤差を 1%，2% で推察できた．各種の挙動の特徴についても概ね模擬することが示された． < 参考文献 >. ）北島幸一郎，中原浩之，崎野健治：CFT 圧縮ブレースを用いたRC造架構の耐震補強法に関する実験的研究，コンクリート工学年次論文報告集，Vol.30，No. 3，pp.1573-1578， 2008.7. 2）中原浩之，西田裕一，崎野健治，北島幸一郎：圧縮抵抗型ＣＦＴブレースにより耐震補強したRC造建物の地震応答性状に関する解析的研究，コンクリート工学論文集， Vol.22, No. 2, pp.1-10, 2011.5. 3）高畑陽一，中原浩之，他：CFTブレースにより補強した実在3 階建て文教施設の繰返し載荷実験（その1-5），日本建築学会大会学術講演梗概集，C-2,pp.305-314, 2011.8. 4）日本建築防災協会：2001年改訂版既存鉄筋コンクリート造建築物の耐震診断基準・同解説，2005.2. 5 ） Kawano, A., Griffith, M.C., Joshi, H.R. and Warner, R.F.. 1. :Analysys of the Behavior and Collapse of Concrete Frames. 0. Subjected to Seismic Ground Motion, Research Report No.R163,. 解析実験解析（R=0.32/100rad.）実験（R=0.56/100rad.）. -1000 -2000 -3000. 1.4. 解析実験. wc. (%). 1.2. wc. 引張降伏時と最大耐力時の実験値と解析値を表6にまとめ，実験と解析の比較を行った．図9に示すように解析は，補強架構の風上柱の引張降伏が先行し，その後変形と共に水平力が漸増する実験の挙動を精度良く追跡出来ていることが分かる．表1に示すように，実験で得られた補強架構の風上柱引張降伏時耐力および正側最大耐力それぞれの推定誤差は2% 以内であり高い精度の耐力評価が可能であった．実験と解析について初期剛性を比較する．解析値は実験値の約 1.7 倍の過大評価となった．実験対象は， 1963 年竣工の実物であり乾燥収縮等によるひび割れが多数観察されている．また，実験では，特にブレース接合部分に加力に伴うひび割れが発生し軟化現象を示す．解析では，このようなひび割れによる剛性と強度低下を考慮しておらず，実験との相違が見られる．剛性の不一致により，解析による風上柱の引張降伏時の変形角が実験のそれに比して小さくなっている．図 10 に風上柱の鉛直ひずみ ‐層間変形角 R 関係を実験と比較して示す．点線が実験値で，実線が解析値である．図 10 には柱主筋の降伏ひずみ =0.17% を一点鎖線で示している．補強構面である D 構面の風上柱は，図 10 に示すように，正側加力時に降伏ひずみに達し，その後も鉛直ひずみが増大していく実験の挙動を追跡できていることが分かる．しかしながら，解析の最大ひずみは実験のそれよりも大きくなっていることが分かる．一方，無補強構面である C 構面の風上柱は，図 10 に示すように正側負側共に鉛直ひずみを精度良く模擬出来ている．補強架構の風上柱引張降伏時と最大耐力時のブレース軸力の実験値と解析値の比較を行う．解析のブレースの負担軸力は実験のそれに比して約 1.2 倍となり，実験値を過大評価した．. -2. -1. 0. 1. Department of Civil and Environmental Engineering, The University of Adelaide, Australia, Nov.1998.. 6. ） Popovics, S. :Numerical Approach to Complete Stress-Strain. Curve of Concrete, Cement and Concrete Research, Vol.3, pp.583-599, 1973.. 2. -2. R (×10 rad.). 図9 水平力 Q-層間変形角 R 関係 53-4.

(5)