コンクリート充填鋼管構造の接合部に関する実験的研究 [ PDF

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(1)コンクリート充填鋼管の接合部に関する実験的研究. 縄愛子 1. 序 . は梁フランジと接合部局部の計算耐力を実線で示す．. コンクリート充填鋼管 ( 以下 CFT) 構造の接合部につ. BY試験体( 図 2( a) ) では，接合部局部は最大耐力まで. いて，大径厚比 CFT 構造の柱梁接合部の開発及び鉄筋. あまり変形せず，伸び変形が増大していることから，柱. 内蔵 CFT 構造の開発について示す．. 鋼管の面外の膨らみはあまりなく，梁フランジの塑性変. Ⅰ . 大径厚比CFT構造の柱梁接合部の開発. 形が進行したことが分かる．最終的に梁フランジが延性. 円形 CFT 柱について，大径厚比( D/t=100) の薄肉鋼管. 的に破断した．. を用いた外ダイアフラム形式の柱梁接合部における接合. CY 試験体( 図 2( b) ) は，最初の降伏はダイアフラム. 部局部及び接合部パネルの耐力と変形性能に関する実験. で，770kN 付近から梁フランジが降伏した．その後，梁. 的検証を行う．そして，従来の設計規準の耐力式で評価. フランジは降伏棚を示し，歪硬化によって再び耐力が増. が可能であるか調査する．. 大し，最終的にダイアフラムが破断した．接合部局部の. 2. 接合部部分モデル引張試験. 変形は目視で確認できるほど大きかった．. 2. 1 試験体. VS 試験体( 図 2( c) ) は，CY 試験体とほぼ同様の挙動. 試験体は，梁フランジ降伏型の BY 試験体( 図 1( a) )，. を示し，最終的にダイアフラムが破断した．サイドスチ. 接合部局部降伏型の CY 試験体，及びサイドスチフナ併. フナ側のダイアフラムは，ほぼ弾性であり変形も抑えら. 用で接合部局部降伏型の VS 試験体( 図 1( b) ) の 3 体であ. れている．よって，サイドスチフナは通常の外ダイアフ. る．試験体寸法を表 1に示す．鋼管は全て径厚比 100 で. ラム形式の接合部と同等の性能を有するといえる．. ある．ダイアフラム幅を調整することで降伏位置をかえ. 2. 3. 2 実験耐力と計算耐力の比較. ている．. 表1に実測寸法と材料試験で得られた材料特性値を用. 2. 2 加力方法と測定方法. いて算定した各部の計算耐力と実験結果を示す．接合部. 加力方法は，能力 2000kN 試験機により両側の梁フラ. 局部耐力は，CFT 指針 1) により算定した．. ンジ端部に単調な引張力を作用させる．変位は，両側の. 実験耐力は計算耐力を多少下回るが計算耐力とよく一. 梁フランジを含む全長の伸び変形 Δ Lと，外ダイアフラ. 致している．梁フランジと接合部局部の耐力の大小関係. ム位置の柱鋼管外面の膨らみ Δ D を測定する．. も，実験の挙動とほぼ一致している．. 2. 3 実験結果と考察. 2. 4 結論. 2. 3. 1 荷重変形関係と破壊状況. 学会式は，適応範囲を超えた径厚比100まで評価可能. 図 2に各試験体の荷重 P- 伸び変形 ( Δ L- Δ D) 関係と. であることがわかった．また，サイドスチフナを併用し. 荷重 P- 接合部局部変形 Δ D 関係を示す．また，図中に. たダイアフラムも耐力と変形性能に問題はない．. 11 2. t d=16. ○-450×4.5 CFT 112. 450 2032. 112. 379. 100 200. BY 試験体( 梁フランジ降伏型). 169. td=16 2PLs-12. tf=14. ° 45. 70. 1200. 梁フランジ最大荷重. 1200. 1200. 1000. 接合部局部降伏荷重 1000. 接合部局部最大荷重 1000. 800. 800. 800. ( b). 試験体名. td=16 421. ○-450×4.5 CFT 70. 梁フランジ降伏荷重. 梁フランジ降伏荷重接合部局部降伏荷重. 600. 600. 600. 400. 400. 400. 200 0. 200 100. 梁フランジ降伏荷重. 接合部局部最大荷重. 接合部局部降伏荷重. 70. ( a). 379. 536. 200 100. P (kN). P (kN). 2PLs-12 674. 169. P (kN) tf=14. ° 45. 112. 450 2032. 70. 421. D BY試験体梁フランジ 450 CY試験体接合部局部 450 VS試験体接合部局部 450. 柱 t. 4.5 4.5 4.5. 0. 100 200. 20. 40. 60. 80. 168 168 168. 14 14 14. 100. 0. 200. ΔD ΔL−ΔD. 0. 5. 10. 15. 20. 25. 30. 35. !L, !D (mm). ( b) CY 試験体. 0. ΔD ΔL−ΔD. 0. 5. 10. 15. 20. 25. 30. 35. !L, !D (mm). ( c) VS 試験体. 図 2 各試験体の P −Δ L- Δ D, Δ D 関係. 試験体寸法及び各部の計算耐力と実験結果. 試験体寸法(公称値) 梁フランジダイアフラムサイドスチフナ柱 Fc Bf tf Bd td Bs ts P cy. 24 24 24. 200. !L, !D (mm). ( a) BY 試験体. VS 試験体( 接合部局部降伏型) 図 1 試験体概要表1 降伏位置. ΔD ΔL−ΔD. 112 70 70. 16 16 16. − − 105. − − 16. 1730 1769 1730. 計算耐力(kN) 実験結果梁フランジ接合部局部 ePy / ePu/ e P y (kN) e P u (kN) c P ymin c P umin P bfy P bfu P dy P du P sy 0.98 1.01 771 1169 1024 1464 752 1175 770 1168 689 986 684 957 0.99 0.97 764 1158 690 987 1356 684 933 0.99 0.95. 注）D: 柱鋼管外径 t : 鋼管厚 Fc : コンクリート設計基準強度 Bf : 梁フランジ幅 t f : 梁フランジ厚 Bd: ダイアフラム寸法 t d: ダイアフラム厚 Bs : サイドスチフナの幅 t s : サイドスチフナ板厚. 49- 1.

(2) 表 2 実験変数と試験体寸法（公称値）試験体. No.1. 降伏位置. 接合部強度. 接合部パネル. No.3. 十分. 外ダイアフラム +サイドスチフ. 外ダイアフラム梁強度と同程度十字型外ダイアフラム接合部局部. No.5 No.6. 柱. 試験体パネル形状辺長比. 外ダイアフラム. No.2 No.4. ダイアフラム形状. 梁強度未満. 外ダイアフラム +サイドスチフ梁強度と同程度外ダイアフラム梁強度と同程度 +サイドスチフ. 1.0. ト型. 接合部パネル. D. t. D/t. Fｃ. Dp. tp. Bf. tf. tw. hs. td. 6.9. 46. 30. 310. 3.1. 116 310. 12. 6. 78. 12. -. 319. 6.9. 46. 30. 310. 3.1. 116 310. 12. 6. 78. 12. 117. 310. 3.1. 100. 30. 310. 3.1. 100 310. 9. 6. 60. 9. -. 310. 3.1. 100. 30. 310. 3.1. 100 310. 9. 6. 45. 9. -. 310. 3.1. 100. 30. 310. 3.1. 100 310. 9. 6. 60. 9. 90. 310. 3.1. 100. 30. 310. 3.1. 100 310. 9. 6. 60. 9. 90. tf=12. 116. !"#. ○-318.5× 6.9 (STK490). tw=6. (STK490). 78. 310. 78. 65.74. 接合部パネル降伏型では，せん断変形角 2% 程度に達. $%. #. 100. tf=9. tw=6 60. 図3. 十字型骨組試験体概要. 図4. 310. 60. 形の安定した履歴性状を示した．接合部局部降伏型は， 3. 4. 4 パネルせん断力−せん断変形角関係. td=9. 60. 3300. P. 形領域で，パネル部の鋼管に局部変形が生じたが，紡錘部材角 2% まで耐力低下はなく , 変形性能に富む．. ( a) No. 1. 2250. H-310 ×100×6× 9 (SM490). P. sh. 接合部パネル降伏型では，部材角が 2% を超える大変. td=12. 78 85.11. Hb. 注）D: 柱鋼管外径 t : 鋼管厚 Fc : コンクリート設計基準強度 st Dp: パネル部鋼管径 - t : パネル部鋼管板厚 p 12 Bf : 梁フランジ幅 Hb: 梁せい - t f : 梁フランジ厚 t w: 梁ウェブ厚 - hs : ダイアフラム寸法 t d: ダイアフラム厚 9 s h: サイドチフナの幅 9 t : サイドスチフナ板厚. ダイアフラムサイドスチフナ. 319. N. ○-310×3.1. 梁. FB-9× 90. したが，安定した変形性能を示した．接合部局部降伏型では，せん断降伏に達するか，もしくは至らなかった．. ( b) No. 5 3. 4. 5 梁フランジ軸方向力−局部変形関係外ダイアフラム形状. 3. 十字型及びト型骨組モデルの繰返し地震力載荷試験. 局部変形が最大の試験体は，ダイアフラム寸法が最小の No.4 であった．繰り返し変形を受け局部変形が卓越. 3. 1 試験体. すると，ダイアフラムと柱鋼管を接続する溶接部に亀裂. 試験体概要を図 3に，実験変数と試験体各部の寸法を. が生じるという報告があるため，最大耐力時の局部変形. 表 2に，図 4( a) ，( b) に No. 1 と No. 5 の外ダイアフラム. を 2% 以下に抑える必要があるが，いずれの試験体もそ. 形状を示す．試験体は，初期想定降伏位置を接合部パネ. の条件を満たしている．. ルとした No. 1, 2，及び接合部局部とした No. 3 ∼ 6 の. 3. 5 結論. 計 6 体である．No. 2, 5, 6 は外柱に対応するよう片側に. (1)D/t=100 の円形 CFT 試験体に対して，接合部パネル. サイドスチフナを設けたダイアフラム形状である．ま. 降伏型，接合部局部降伏型共に，学会の耐力式で安全に. た，No. 1 ∼ 5 は十字型，No. 6 はト型部分骨組試験体で. 評価できる．. あり，片側載荷となる場合の影響も確認する．. (2)荷重変形関係はいずれも紡錘形であり，部材角±2%. 3. 3 加力方法と測定方法. まで耐力低下はなく，変形性能に富む．. 加力は，試験体の柱に軸力比0.2の一定軸力 N(700kN). (3) サイドスチフナを併用した接合形式は，耐力と変形. を作用した状態で，梁の両側の自由端に地震力に対応す. 性能に問題はない．. る左右逆対称の鉛直方向荷重Pを変位制御により繰返し. 以上より，D/t=100 の CFT 柱と H 型鋼梁の外ダイアフ. 載荷する．梁の部材角 R を± 0 . 5% から ± 4 . 0% まで. ラム形式の接合部は，十分に使用可能である．. 0. 5% ずつ漸増させ，各 2 サイクル行う．また，梁の面外変形が卓越した場合は，その時点で実験終了とする．. ePy(kN) 150. ePu(kN) 150. 100. 100. 50. 50. 測定項目は，梁自由端の鉛直変位，接合部パネルのせん断変形，および接合部の局部変形である． 3. 4 実験結果 3. 4. 1 破壊状況試験体の破壊は，いずれも外ダイアフラムと梁を接合 0. する溶接部分に亀裂が生じ，ダイアフラムで破断した．. ● 接合部パネル降伏型 ◆ 接合部局部降伏型. 0. 40. 60. 80. 100. 120. 140 cPy(kN). ● 接合部パネル降伏型 ◆ 接合部局部降伏型. 0. P(kN) 150. P(kN) 150. 接合部局部については SRC 規準 2)，サイドスチフナにつ. 100. 100. いては C FT 指針の角形 C FT の場合の耐力式で算出し. 50. 50. 0. 0. -50. -50. 図 6( a) ，( b) に No.1 と No.5 の梁端荷重 P と梁部材角 R. -100. -100. の関係を示す．図中の四角は正負それぞれの最大耐力，. -150. ePu と計算耐力 cPy，cPu の比較を示す．接合部パネル，. た．全ての試験体で実験値は計算値を上回っている． 3. 4. 3 梁端荷重−梁部材角関係. 三角は正サイクル側の降伏点を表し，一点鎖線と点線は. 20. 40. 60. 80. 100. 120. 140 cPu(kN). ( a ) 降伏耐力 ( b) 終局耐力図 5 実験耐力と計算耐力の比較. 3. 4. 2 実験耐力と計算耐力の比較図5( a) ，( b) に降伏耐力及び終局耐力の実験耐力ePy，. 20. 0. ( a). それぞれ最大耐力と降伏耐力の計算値を示す．. -4. -3. -2. -1. 0. 1. 2. 3. 4 R(%). -150. -4. No. 1( 接合部パネル降伏型) ( b). -3. 図 6 P − R 関係. 49- 2. -2. -1. 0. 1. 2. 3. 4 R(%). No. 5( 接合部局部降伏型).

(3) Ⅱ . 鉄筋内蔵 CFT構造の開発. 鋼管の降伏後，鉄筋の塑性化とともに抜け出し量も急増. CFTに鉄筋を内蔵する利点として，高強度・高靭性化や. したが，最終的に鋼管が破断した．初期段階でのA, Bの. 無耐火被覆で設計できることなど挙げられる．さらに，内. 鉄筋の抜け出しの量の違いは，鉄筋の付着力の影響と考. 蔵鉄筋により応力が伝達できれば，柱継手では，鋼管. えられる．C( 支圧破壊＋コーン状破壊 ) では，定着板で. の溶接を部分溶け込み溶接もしくは無溶接に，柱脚では，ベースプレートやアンカーボルトのコン. の支圧破壊後，コーン状破壊により耐力低下し，D(支圧. パクト化により施工性の向上が期待できる．そこで，鉄筋の引張応力が充填コンクリートを介して鋼管. 減を繰り返しながら徐々に鉄筋が抜け出した．以上よ. へ伝達される機構を実験的に調査し，引張耐力評価式を. 影響されており，定着長さが短いほど，また，円形より. 提案する．さらに，鉄筋内蔵円形 CFT 柱脚について，耐. も角形の方が抜け出し量が大きく破壊様式も異なる．. 力，履歴性状，応力伝達機構を明らかにする．. 4. 3. 2 実験耐力と計算値の比較. 4. 鉄筋内蔵 CFTの引張試験. 表 4及び図 9に，実測寸法と材料試験から得られた材. 4. 1 試験体. 料特性値を用いて (1) ∼ (4) 式により算出した破壊形式. 試験体一覧を表 4に，試験体概要を図 7に示す．内蔵. に対応する最大引張耐力の計算値及び実験での最大値を. する鉄筋の本数は 1 本と 8 本の 2 種類である．実験変数. 示す．. は，鋼管形状( 円形 , 角形) と鉄筋 ( 普通異形鉄筋. . ( SD 2 9 5 A) , P C 棒鋼 ( SB P R 9 3 0 / 1 0 8 0 ) ) と定着長さ. n . 破壊 ) では，支圧破壊後，鋼管がはらみだし，荷重の増り，鉄筋の抜け出し量は，付着や定着長さと鋼管形状に. Ps max # s $ u " As. (1 ). (150mm, 300mm) であり，1 本内蔵 CFT が 8 体と 8 本内. Pr max # % $ t " ati. (2 ). 蔵 CFT が 2 体の計 10 体である．鋼管端部の内面には，機. Pbr max # &1 " Ac " Abro " Fc. &1 # 1.6(円形),1.0(角形) (3 ). 械的ずれどめのリングがすみ肉溶接されている．また，. Pba max # &2 " Ac " Abao " Fc. &2 # 1.4(円形),1.0(角形) (4 ). i #1. 鉄筋の端部には，円形の定着板を設けている．鋼管に所定の定着長さをとった鉄筋を内蔵し，設計基準強度 Fc80 のコンクリートを充填させる．. Ps max 鋼管の最大耐力 . Pr max 鉄筋の最大耐力. Pbr max リングの最大耐力 . Pba max 定着板の最大耐力. 実験値と計算値は，概ね一致している．. 4. 2 加力方法及び測定方法. 4. 4 結論. 加力は，能力 200t 試験機によって内蔵鉄筋と鋼管の. 鉄筋内蔵 CFT 接合部の最大引張耐力の評価式を提案. 単調引張を行う．変位は , 鋼管の伸び Δ L と鉄筋の抜け. し，実験結果と概ね一致した．. 出し量 δ を変位計により測定する． P(kN). 4. 3 実験結果と考察. ePmax(kN). 500. 1000. 表 4に実験結果を示す．A ∼ D の 4 つの破壊様式が見られた．写真 1に C と D の破壊様式を示す． 4. 3. 1 破壊様式と鉄筋の抜け出し性状. 400. 800. 300. 600. 図 8に破壊様式ごとに荷重 P と鉄筋の抜け出し量 δ ( 鉄筋伸び含む ) 関係を，表 4に最大荷重時での抜け出し 200. 400 A(C-295-300). 量 δ max を示す．A( 鉄筋破断 ) では，加力側の鉄筋の降 100 伏までは，ほぼ鉄筋の抜け出しは見られないが，降伏以降抜け出しが急増し，最終的に鉄筋が破断した．B(鋼管. 0. B(C-980-300) C(S-980-150) D(S-980-300). 0. 5. 破断)では，初期の段階から鉄筋の抜け出しがみられる.. 10. 15. 20. 25. δ(mm). 図 8 P - δ関係. 0. 0. 200. 400. 600. 800. 216.3. 200. 100. 試験体名. 鋼管. 鉄筋. C-295-150 C-295-300 C-980-150 C-980-300 S-295-150 S-295-300 S-980-150 S-980-300 C8 S8. ○-101.6×3.2(STK400) ○-101.6×3.2(STK400) ○-101.6×3.2(STK400) ○-101.6×3.2(STK400) □-100×100×3.2(STKR400) □-100×100×3.2(STKR400) □-100×100×3.2(STKR400) □-100×100×3.2(STKR400) ○-216.3×4.5(STK400) □-200×200×4.5(STKR400). D25(SD295A) D25(SD295A) 23!(SBPR930/1080) 23!(SBPR930/1080) D25(SD295A) D25(SD295A) 23!(SBPR930/1080) 23!(SBPR930/1080) D16,D6(SD295A ) D16,D6(SD295A ). 240. FB-6×25(SS400). 100 50. 32. 32. 1004. D16(SD295A). 400. 50. 250. D6(SD295A). 450. 50. 300. 150. FB-6×30(SS400). 100 32. 250. . D25(SD295A) 23φ(SBPR930/1080). 220. 100. 図9 実験値と計算値の比較. 破壊様式. A: 鉄筋の破断. . 実験結果定着計算耐力長さ cPmax ePmax !max 破壊性状 (mm) (kN) (kN) (mm). 150 300 150 300 150 300 150 300 338 338. 276 276 466 452 280 280 350 347 783 783. 279 278 441 444 280 281 375 373 771 769. 17.7 12.6 4.4 8.2 18.0 16.2 2.1 2.8 15.8 29.3. A A B B A A C D A A. B: 鋼管の破断 . 図 7 試験体概要. 220. 250. PL-9(SS400). C: 支圧破壊 + コーン状破壊 . D: 支圧破壊. σu: 鋼管の引張応力度 As : 鋼管の断面積 σ t : 鉄筋の引張応力度 s at ：鉄筋の断面積 Ac : 鋼管の内面積 Abr o: リングの支圧面積 Abao: 定着板の支圧面積 Fc : コンクリートの設計基準強度 . 49- 3. 1000. cPmax(kN). 表4 試験体一覧と実験結果. 101.6. 50. ● A(鉄筋破断) ◆ B(鋼管破断) ■ C(支圧破壊 +コーン状破壊 ) ▲ D(支圧破壊). 200. ( a) C ( b) D 写真 1 破壊様式.

(4) 5. 鉄筋内蔵 CFT柱脚の繰返し曲げせん断試験. 図 12( a) ，( b) に No.1と No.4 の柱脚の曲げモーメント. 5. 1 試験体 . M と柱部材角 R の関係を示す．また，本試験体を RC 柱. 試験体概要を図 10に示す．径厚比 98 の鋼管柱に高強. とみたときの一般化累加強度のスケルトンカーブを破線. 度鉄筋を配置し，基礎梁まで貫通させる．柱脚部は，鋼. で示す．柱脚の曲げモーメントは，PΔ効果を考慮し，次. 管と基礎梁は接合せず隙間をあけ，R C 断面とする．. 式により算定した．. No.5 は，柱脚部分 (RC 柱 ) の終局曲げ耐力がシャフト部. M # P " L ' N "Δ. 分 (CFT 柱 ) の終局曲げ耐力より小さく，その他の試験. (5). L: 水平加力点の高さ Δ : 柱頭の水平変位. 体は等しくなるよう設計している．試験体は，軸力比. No.4以外はいずれの試験体も部材角が6%を超えても. (n=0.1, 0. 25, 0. 45) とコンクリート強度 (Fc=36,60) と. 耐力低下を起こさず，高い変形性能を有する．軸力比が. せん断補強筋量 (p w =0.1,0.2)と主筋量 (p t=4.0,2.0)を変数. 高いほど，コンクリート強度が高いほど，最大曲げモー. とした計 6 体である．また，鋼管下端の内面には，鋼管. メントは大きくなる．また，せん断補強筋量による履歴. とコンクリートのずれ止めのためのリングを2段設けて. 性状に違いは見られなかった．. いる．. 5. 3. 4 曲げモーメントの分配性状及び応力伝達能力. 5. 2 加力方法と測定方法. 図 13に No.1 の部材角 1. 0% 時の歪ゲージから得られ. 試験体の柱頭に一定軸力Nと繰返し水平荷重Pの載荷. た値より算出した鉄筋，鋼管，コンクリートの曲げモー. を行う．部材変形角 R ± 0. 5 ∼± 3. 0% まで 0. 5% ずつ. メントの分布を示す．応力は鋼管からずれ止めリングの. 漸増し，各 2 サイクルとする．その後，一方向に装置の. 支圧，鉄筋の付着によりコンクリートを介して鉄筋に伝. 限界 (80mm) まで荷重を載荷する．また，鋼管と鉄筋に. 達されていることが確認できる．. 所定の位置に歪ゲージを貼付する．. 5. 4 結論. 5. 3 実験結果と考察. (1) 曲げ耐力は，軸力比 0.45 では部材角 1.0% で，軸力比. 5. 3. 1 終局曲げ耐力. 0.1，0.25 では 1.5% で一般化累加強度を上回る．. 試験体の終局曲げ耐力を，CFT 柱あるいは RC 柱とみ. (2) 曲げ耐力は，部材角 6% を超えても低下せず，安定し. たときの一般化累加強度として求めた．ただし，RC 柱. た紡錘形の履歴性状であり，十分な変形能力を有する．. の耐力は鉄筋を中心径が 250mmの等価な仮想鋼管と置. (3) 付着，定着力及び機械的ずれ止めにより，充填コン. き換え算出した．. クリートを介して鉄筋∼鋼管間の応力伝達が可能である. 表 5に各試験体の部材角 1%，2%，3% 時と最大曲げ. ことが確認できた .. モーメントの値を，図 11に No.1 の M-N 相関図を示す．. よって，柱継手や柱脚部で本研究の接合構法は成立. 図中には各サイクルのピーク時の実験値をプロットし. し，耐震性向上に寄与する実用可能な構法である .. た．部材角 1.5% で，実験値は RC 柱の計算値を上回る．. 謝辞大径厚比 CFT柱梁接合部及び鉄筋内蔵 CFT柱脚の実験的研究は新日鉄エンジニアリング( 株) との共同研究である．ここに記して，謝意を表す．参考文献 1) 日本建築学会: コンクリート充填鋼管構造構造施工指針 , 1997 2) 日本建築学会：鉄骨鉄筋コンクリート計算規準・同解説，1987. 6. No.3，No.5，No.6 も同様であった．軸力比の高い No.2， No.4 では，部材角 1.0% で計算値を上回った． 5. 3. 3 柱脚の曲げモーメント - 部材角関係ピン 32. 8000. 16-D19. ○390×4. FB-6×13. CFT柱 RC柱. 6000. D6@90. 1200. 250 390. M(kNm) 800. N(kN). PL-32. D13@100. M(kNm) 800. 400. 400. 0. 0. -400. -400. 4000 2000. 10. 8-D22. 750. 0. -4000. 600. 300 1800. ◇ R=0.5％ ○ R=1.0％ ● R=2.5％ ▼ R=1.5％ ■ R=3.0％ ▲ R=2.0％ ◆ R=5.6％. -2000. PL-6. 0. 100. 200. 300. 400. 500. -800. 600. M(kNm). 図 11 M- N 相関図. -4. -2. 0. 2. 4 R(%). 接合部耐力. No.1 No.2 No.3 No.4 No.5 No.6. CFT耐力=RC耐力 CFT耐力=RC耐力 CFT耐力=RC耐力 CFT耐力=RC耐力 CFT耐力>RC耐力 CFT耐力=RC耐力. 鋼管 (SKK490). ○-390×4 ○-390×4 ○-390×4 ○-390×4 ○-390×4 ○-390×4. D/t. 主筋. Fc. 98 98 98 98 98 98. 16-D19(USD590) 16-D19(USD590) 16-D19(USD590) 16-D19(USD590) 8-D19(USD685) 16-D19(USD590). 36 36 36 60 36 36. 帯筋 (SD295). -6. -4. -2. 0. 試験体高さ(mm) 1200. 表 5 試験体一覧と実験結果試験体. -800. 2. 4 R(%). ( a) No. 1( Fc=36, n=0. 25) ( b) No. 4( Fc=60, n=0. 45) 図 12 M- R 関係. No. 1( Fc=36, n=0. 25). 図 1 0 試験体概要. -6. n. D6@90 0.25 D6@90 0.45 D6@90 0.10 D6@90 0.45 D6@90 0.25 D6@180 0.25. cM. 376 376 350 518 280 392. eM. eM. eM. (R =1%) (R =2%) (R =3%). 349 417 291 535 276 358. 460 537 396 678 345 471. 497 579 421 708 368 505. 注）D: 柱鋼管外径 t : 鋼管厚 Fc : コンクリートの設計基準強度 n: 軸力比 M: 柱脚の曲げモーメント R: 柱部材角. 49- 4. eM max (R max ). 555(6.5) 686(6.6) 496(5.9) 760(5.4) 395(6.5) 578(6.5). 鋼管鉄筋コンクリート. 1000 800 600 400 200 0. 0. 50. 100. 150. 200. 250M(kNm). 図 1 3 曲げモーメントの分布.

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