損傷制御性能を有する柱SC-梁S構造骨組の開発研究 [ PDF

損傷制御機能を有する柱 SC- 梁 S 構造骨組の開発研究

高山 一斗 1. はじめに   1995 年の阪神大震災において，倒壊には至らなかっ たものの修復が困難で結局取り壊さざるを得なかった という建物が多くあり，震災後の建物の継続使用・損 傷制御についての議論が多く行われるようになった．  そこで当研究室では，損傷制御を目的とし，プレキャ ストユニットをPC鋼棒乾式接合した構造の開発を行っ ている1)_．  図１に上記の骨組の概要図を示す．全ての柱は PC 鋼 棒をアンボンド配置した鋼管横補強無筋コンクリート 部材（SC 部材）であり，セルフセンタリング機能を有 する．図１(a)の梁は，鉄筋コンクリート造（RC 造）， (b)の梁は，鉄骨造（S 造）となっている．2005 年度よ り図１(a)に示す柱 SC- 梁 RC 骨組の 1/3 縮小モデルの骨 組試験体を3体作製して，地震時の挙動について実験的 に調べてきたが，解体性能や接合部分のひびわれ等の 問題点が指摘されている．上記の問題点を改善するた めに，プレキャスト部材同士の完全乾式接合と接合部 分の鋼管補強を施した図 1(b)に示す柱 SC- 梁 S 骨組の 研究に着手している．  本研究は，図１(b)の柱 SC- 梁 S 骨組の十形試験体を ６体，十形試験体を組合わせることで作成される骨組 試験体を１体作成し，これらの加力実験を行いその施 工性能と構造性能について考察したものである．  これらのうち，本報では十形試験体について示す． 2. 試験体  表１に４体の試験体一覧を示す．実験のパラメータ は，組立ダイアフラムに取り付けたシアーキーの有無， テフロンシートおよびゴムの有無，スプリット T の作 製に用いた H 形鋼の規格および組立ダイアフラムに用 いた鋼板のサイズである．  図 ２( a ) に 実 験 に 用 い た 試 験 体 を 示 す ． 図 は ， F9C46NT 試験体について例示したものである．試験体 は実大建物の 1/3 縮尺モデルの柱梁接合部部分に相当 (a) 柱 SC- 梁 RC 骨組 図１ 提案骨組の概要図 (b) 柱 SC- 梁 S 骨組 表１ 試験体一覧 し，□200×200×6の鋼管で横補強した無筋コンクリー ト柱と幅 150mm, せい 300mm の鋼梁から成る．これは 図１(b)の十形ユニットにあたる．十形ユニットを構成 する組立ダイアフラムは，H 形鋼を幅 175mm に切断し て作製したスプリット T を２個用意して，これらに厚 さ 9mm の鋼板を隅肉溶接することにより互いに接合し ている．F9C46NT および F11C46NT 試験体においては， 図 2 に示す位置にテフロンシートと 8mm ゴムを貼り付 けている．テフロンシートは，鋼管とスプリット T の 間の鉛直方向の摩擦力を低減させるために貼付してい る．また，8mm ゴムは，鋼管内部のコンクリートの圧 縮応力がスプリット T のフランジ部分に伝達されない ようにするために貼付している．なお，梁フランジは 図に示すようにスプリット T とボルト接合している． スプリット T を用いて柱梁接合部ダイアフラムを形成 し，これと梁のフランジを接合する手法は文献 2)を参 考にした．  十形ユニット試験体の作製過程を写真１に示す．ま ず，十形ユニット1つに対して３つの鋼管，２つの組立 ダイアフラムを用意する．これらを積み上げることで， 図２ 試験体 (b)地震時の変形予想図 (c)地震時のモーメント図 (a)断面図

Q

c

Q

c

Q

b

Q

b

｛

M

cp

｝M

bp 鋼製柱コネクタ Ｈ200×200×8×12 H形鋼を切断して作成した スプリットＴ 梁 H300×150×6.5×9 梁と接合部は 高力ボルト摩擦接合 φ13 PC鋼棒 A A' ロードセル 23φダクト 13φPC鋼棒 PL9mm テフロンシート  t=0.5mm,1枚 8mmゴム 組立ダイアフラム A-A'断面 テフロンシート スプリットT 組立ダイアフラム ゴム に用いたＨ形鋼 に用いた鋼板 F11C51NN × F11C51SN ○ F9C46NT H-300x150x6.5x9 91×166×9 F11C46NT H-350x175x7x11 91×170×9 試験体 175×166×9 × × ○ シアーキー H-350x175x7x11 PC鋼棒 鋼製柱コネクタ 十形ユニット 後施工コンクリート ト形ユニット 鋼管 PC鋼棒 鋼製柱コネクタ 十形ユニット H形鋼梁 ト形ユニット 鋼管 ボルト接合

67-1

柱部とダイアフラム部を作製する．なお，積上げの際 には組立ダイアフラムと鋼管との間に 8 ㎜のゴムを挟 み，クリアランスを設けているため，鋼管は軸力を負 担しない．次に，径23㎜の棒鋼を差し込み，コンクリー トの打設を行う．コンクリート硬化後，棒鋼を引き抜 き，径 13mm の PC 鋼棒を貫通させるダクトを形成する． 最後に，組立ダイアフラムに梁フランジを高力ボルト 接合することによって，十形ユニットを作る．なお，梁 はフランジのみ接合されていて，ウェブと鋼管の間に は隙間を設けている．  コンクリートの調合一覧および緒元を表２に，鋼材 の機械的性質を表３に示す．鋼管と H 形鋼は，それぞ れ市販の STKR400 と SS400 である．PC 鋼棒の降伏強度 は 1243MPa であり，普通鋼のおよそ３倍以上のものを 使用した．  本骨組は，図２(b)に示すように柱の曲げ降伏を先行 させるように設計している．そのためには，図２(c)に 示すような柱の曲げ耐力M_cpが発揮された時に，他の部 分が破壊しないことを確認する必要がある．ここでは， 表４のように各部の耐力を梁のせん断力Q_bとして表 写真１ 十形ユニット組立手順 鋼管・組立ダイアフラム 積み上げ 梁の取り付け 表３ 鋼材の機械的性質 し，それぞれを比較する．M_cpは，軸力比 0.3 と仮定し た無筋コンクリートの曲げ耐力により算定し，次式を 用いた．    M_{cp s}M _cM (１)  ここで，_sMは PC 鋼棒が，_cMはコンクリートが負担す る曲げモーメントであり，鋼管による横補強とダクト によるコンクリート断面の欠損を考慮している．この 計算について，詳しくは文献 1)を参照されたい．  ボルト部のすべりによって決定する梁の曲げ耐力は， 高力ボルトの一面摩擦強度にボルト本数と上下梁フラ ンジ間距離を乗じて求めた．スプリット T の曲げ降伏 によって決まる梁の曲げ耐力は，スプリット T の作製 に用いた H 形鋼のウェブ部分の断面積にその降伏強度 と上下梁フランジ間距離を乗じて求めた．スプリットT 降伏強度 引張強度ヤング係数 伸び

(MPa) (MPa) (GPa) (%)

396 484 187 0.818 28.8 flange 325 458 207 0.667 41.8 web 306 464 204 0.701 37.3 1243 1288 192 0.965 11.0 梁 flange 372 460 207 0.806 39.0 F11C51NN H-300×150×6.5×9 web 383 464 301 0.824 28.0 F11C51SN スプリットT H-350×175×7×11 梁 flange 304 448 196 0.679 40.8 H-300×150×6.5×9 web 356 484 202 0.737 38.4 F9C46NT スプリットT F11C46NT H-300×150×6.5×9 スプリットT H-350×175×7×11 鋼材の種類 規格 降伏比 □200×200×6 STKR400 柱接合ユニット SS400 H-200×200×8×12 13φ PC web 38.9 web 361 0.793 36.9 442 202 0.714 339 448 196 0.756 41.2 SS400 456 205 web 315 ｼﾘﾝﾀﾞｰ強度 呼び強度 水ｾﾒﾝﾄ比 細骨材率 ｽﾗﾝﾌﾟ ｴｱｰ (MPa) (MPa) (％) (％) (cm) (％) 水 ｾﾒﾝﾄ 細骨材 粗骨材 混和材 F11C51NN F11C51SN F9C46NT F11C46NT 45.9 40 41 47 19.0 4.5 170 415 786 937 4.03 40 41 47 22.0 4.0 170 415 786 937 4.03 単位重量(kg/m3 ) 50.5 表４ 各部耐力から決まるQ_b 柱 ボルト スプリットT・曲げ H形鋼梁 スプリットT・せん断 (kN) (kN) (kN) (kN) (kN) F11C51NN F11C51SN F9C46NT 120 406 F11C46NT 132 382 411 46.3 133 142 199 42.5 133 162 表２ コンクリートの調合一覧 のせん断降伏によって決まる梁の曲 げ耐力は，ウェブ部分の断面積にそ の降伏強度を乗じて求めた．H 形鋼 梁の曲げ耐力は，その降伏強度に断 面係数を乗じて求めた．各部の破壊 耐力を比較すると，柱の曲げ破壊が 先行することが分かる． 3.加力および測定方法  載荷装置を図４に示す．試験体 は柱上下をピン支持となるように 設置し，梁の両端に取り付けた 100kN 油圧ジャッキにより逆対称 変形を与える載荷を行った．梁と ジャッキは鋼板を介してピン接合 としている．各 PC 鋼棒には，35kN を目標にトルクレンチで軸力を導 入した．その後，上部の 1000kN 油 圧ジャッキからピンを介して試験 体の柱に鉛直軸力 142kN を作用さ せ，実験中一定に保った．実験開 始時に柱に作用している軸力N お よび軸力比N/N₀を表５に示す．N₀ はコンクリート断面にシリンダー 強度をかけて算出している．表５ 表５ 実験開始時およびR_b=1.5/100rad.時の軸力 PC張力 軸力N PC張力 軸力N (kN) (kN) (kN) (kN) F11C51NN 142 135 277 0.154 233 375 0.209 F11C51SN 142 145 287 0.160 239 381 0.212 F9C46NT 211 353 0.216 F11C46NT 223 365 0.224 実験開始時 R_b = 1.5/100rad 時 鉛直力 (kN) 軸力比 軸力比 0.170 277 135 142

67-2

から，部材角の増加とともに PC鋼棒に張力が付加さ れていることが分かる．  測定装置を図５に示す．変形の測定は,試験体の柱 頭および柱脚のピン部分から取り出したアルミ製の フレームに変位計を取り付け，梁の先端部と柱の鉛 直変形，上下柱の水平変形を測定した．図５の①お よび②の変位計から，両梁端部の鉛直変位の差を計 測し，これを計測間距離（1620mm）で除して梁の部 材角R_bを求めた．加力は，このR_bを用いて変位制御 で行った．４本の PC 鋼棒に作用する引張力は，柱コ ネクタ部のロードセルにより測定した．これは，直 径と高さが 36mm の鋼製円柱に PC 鋼棒を通す 15mm の穴を開け，周囲に 4 枚の１軸ゲージを添付したも のである．即ち，PC 鋼棒に作用する引張力を鋼製円 柱を介する事で圧縮ひずみとして４ゲージ法で検出 している． 4. 実験結果  実験により得られた梁のせん断力Q_b−部材角R_b関 係を図６に実線で示す．図の縦軸は両側のジャッキ から与えられる荷重の絶対値の平均で，横軸は梁の 部材角R_b で表している．図中に破線で示すのは R_b=1.5/100rad.時の柱の曲げ耐力M_cpをQ_bで表したも のある．なお，M_cpには上述した無筋コンクリートの 計算曲げ耐力に PC 鋼棒が負担する曲げモーメント 図４ 載荷装置 1000kNロードセル 1000kNジャッキ 100kNジャッキ 100kNロードセル 100kNジャッキ 100kNロードセル ピン 面外補剛装置 ピン ピン ピン ピン 門型フレーム 1000 1000 7 6 0 76 0 図５ 測定装置 試験体 ② ① 変位計 の測定値を足し合わせている．軸力は，油圧ジャッ キの測定値に PC 鋼棒４本の測定張力を付加したも のを用いた．この計算には，２節の(1)式を用いた．  図６から，最大変形が大きくなっても，残留変形 が小さいレベルに収まるセルフセンタリング挙動が 観測できる．F11C51NN,F11C51SN および F9C46NT 試験体における荷重−変形関係上には時折耐力が低 下する点がある．F11C51NN および F11C51SN 試験 体におけるこれらの点は，鋼管とスプリット T の間 に鉛直方向に急激なすべりが生じたためであると考 えられる．前述したテフロンシートを貼り付ける事 で，鋼管とスプリット T の間の摩擦抵抗を解消する 事ができた．一方で F9C46NT 試験体においては，実 験装置に不備があり，実験中，R_b0=1.5/100rad時に試 験体と実験装置間にすべりが生じた．F11C46NT 試 験体においては，これらの問題は観測されず，Q_b− R_b関係は，スムーズな曲線を描いている．  表６に実験試験体の計算耐力と実験耐力をともに 梁のせん断力Q_bで示す．F11C51NN,F11C51SN 試験 体においては実験耐力が計算耐力の 1 . 4 倍以上と なっている．F11C51NN,F11C51SN 試験体において は，実験後の試験体を観測したところ，計算で仮定 した危険断面である柱端部での破壊が起こっていな かった．また，実験中スプリット T のフランジ部分 と鋼管との間に発生した摩擦力により，スプリット T が曲げモーメント負担していると考えられる挙動 を示した．これらの要因により，実験耐力が計算耐 力に比して大きくなっていると考え，F9C46NT，  F11C46NT 試験体では，組立ダイアフラムにテフロ ンシートと 8mm のゴムを取り付けた．その効果によ り，想定通りの場所で破壊を起こす事ができ，計算 耐力と実験耐力の差を小さくすることができた．し かしながら，実験耐力と計算耐力は２割程度の誤差 がある．この理由について，さらなる詳しい検討は 今後の課題としたい． 図６ せん断力 - 部材角関係 (a) F11C51NN (b) F11C51SN (c) F9C46NT (d) F11C46NT -60 -40 -20 0 20 40 60 -3.0 -2.0 -1.0 0.0 1.0 2.0 3.0 せ ん 断 力 ( kN ) 部材角 Rb (×1/100rad) -80 -60 -40 -20 0 20 40 60 80 -3.0 -2.0 -1.0 0.0 1.0 2.0 3.0 せ ん 断 力 ( kN ) 部材角 (%) -80 -60 -40 -20 0 20 40 60 80 -3.0 -2.0 -1.0 0.0 1.0 2.0 3.0 せ ん 断 力 ( kN ) 部材角 (%) -60 -40 -20 0 20 40 60 -3.0 -2.0 -1.0 0.0 1.0 2.0 3.0 せ ん 断 力 ( kN ) 部材角 Rb (×1/100rad)

67-3

 荷重が 0 になった時の残留変形について詳しく見 るために残留部材角R_r−経験部材角関係R₀を図７に 示す．図７(a)は F11C51NN，F11C51SN 試験体，図 ７(b)は F9C46NT，F11C46NT 試験体の結果であり， 残留部材角，経験部材角ともに梁の部材角R_bで示し ている．点線および実線で示された回帰曲線を見る と残留変形部材角は，F11C51NN,F11C51SN 試験体に おいては経験部材角の 1 5 ％程度，F 9 C 4 6 N T ,   F11C46NT 試験体においては 10％程度になっており， 計画されたセルフセンタリング効果が発揮されてい ると思われる．しかしながら，R_b0=2.0/100rad以上と なると，セルフセンタリング性能が低下することが 分かる．図７(c)は F11C46NT 試験体と 2006 年度に 行われた柱 SC- 梁 RC 骨組の 2 層 3 スパン試験体(RC2-3-B)とを比較したグラフであり，残留変形角，経験 部材角ともに柱の部材角R_cで示している．F11C46NT 試験体の残留変形角の値は06試験体の値を僅かでは あるが上回っており，セルフセンタリング効果が低 下している．本試験体はRC試験体に見られる柱梁接 合部分の破壊が観測されず，セルフセンタリング効 果が向上するものと考えていたが実験結果は逆の傾 向を示した．  実験終了後の試験体の破壊状況を写真２に示す． 写真２(a)は試験体の全体像，(b)は F11C51NN 試験 体において柱鋼管を剥がした様子，(c)は F9C46NT 試 験体における柱端部の写真である．これらの写真か ら，F11C51NN 試験体においては組立ダイアフラム 上端で起こっていた破壊が，F9C46NT 試験体におい ては柱端部に移動していることが確認できた．また， 圧壊しているコンクリート以外の部分( 鋼管や H 形 鋼など)での損傷はほとんど見られない事から，本骨 組は，柱端部のみに損傷を集中させて，他の部分の 損傷を低減する機能を有していると考えられる． 図７ 残留変形部材角 - 経験部材角関係 (c) 2006年度との比較 (a) F11C51NN,F11C51SN (b) F9C46NT,F11C46NT 0.00 0.10 0.20 0.30 0.40 0.50 0.60 0.70 0.80 0.0 0.5 1.0 1.5 2.0 2.5 3.0 3.5 4.0 F11C46NT RC-2-3-B 残 留 変 形 部 材 角 R c r ( 1/ 10 0r ad ) 経験部材角 Rc0 (1/100rad) 0.00 0.10 0.20 0.30 0.40 0.50 0.60 0.70 0.80 0.0 0.5 1.0 1.5 2.0 2.5 3.0 F11C51NN F11C51SN 残 留 部 材 角 R b r (1 /1 00 ra d) 経験部材角 Rb0 (1/100rad) 0.00 0.10 0.20 0.30 0.40 0.50 0.60 0.70 0.80 0.0 0.5 1.0 1.5 2.0 2.5 3.0 F9C46NT F11C46NT 残 留 部 材 角 R b r ( 1/ 10 0r ad ) 経験部材角 Rb0 (1/100rad) 表６ 計算耐力・実験耐力一覧 計算耐力(kN) 実験耐力(kN) 実験耐力/計算耐力 F11C51NN 38.1 53.7 1.41 F11C51SN 36.2 54.9 1.52 F9C46NT 34.5 40.6 1.18 F11C46NT 37.3 45.3 1.21 4 結論  本研究により得られた結論を以下に示す． 1）提案骨組を計画通り製作することができ，その優 れた施工性を確認できた． 2) 加力実験により得られた荷重−変形関係を見る と，最もセルフセンタリング性能が発揮された F11C46NT 試験体においては残留部材角は経験部 材角の 10% 程度に収まっており，残留変形を小さ いレベルに留める事ができたといえる． 3) 実験終了後の試験体の観察から，試験体は柱のコ ンクリート部分に損傷が集中し，他の部分の損傷 はほとんど観測できなかった．提案骨組は高い損 傷制御性能を有するといえる． ＜参考文献＞ 1) 中原浩之，崎野健治，江崎文也：柱降伏を先 行させる自 己復原型 RC 骨組の開発に関する実験的研究，日本建築学 会構造系論文集，第628，pp.957-964，2008.6.

2) Herrera,R., Lewis,B., Ricles,J. and Sause,R.:Experimental Studies on Steel Moment Resisting Frames with Concrete Filled Tube Col-umns under Earthquake Loading ConditionProceeding of 13th World Conference on Earthquake Engineering, Aug.,2004. Vancouver, Canada 写真２ 実験終了後の試験体の状況 (c) F9C46NT ひび割れ (b) F11C51NN (a) 全体像

67-4