側面の水平 せん断ばね
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(2) 土木学会第71回年次学術講演会(平成28年9月). Ⅲ‑180. 上限値に達し,それ以降は低下することなく抵抗力. 300. として働くため,解析では上限値を有するバイリニ. 橋台躯体慣性力 桁慣性力 改良体慣性力 土圧(橋台+改良体) 修正物部岡部式. 250. ア型,およびトリリニア型でモデル化した. 水平力(N). 橋台,改良体への作用に関しては,図 4 に示すよ うに桁,橋台躯体,改良体の慣性力および土圧(永 久作用時と地震時の合計値)を震度に応じて与える こととした.土圧は実験より修正物部岡部式と同様. 200 150 100 50. の傾向で増加することが確認されたことから,理論. 0. 式の土圧(φpeak=40.2°,φres=38.8°,δ=φ/2)を. 0. 0.1. 0.2 水平震度. もとに設定した.. 0.3. 0.4. 図 4 解析に用いた作用力 0.8. 3.解析結果. 0.7. いて,実験,および解析結果を比較して示したもの. 0.6. である.図中には,解析において地盤ばねが上限値. 0.5. に達した点を○により表示している.実験と解析の 傾向は概ね一致しており, 水平震度 0.2 程度から変位. 水平震度. 図 5 は橋台上部の水平変位と水平震度の関係につ. が増加し,水平震度 0.4 程度から荷重の増加はなく,. 実験結果 解析結果. フーチング底面の水平せん断ばね上限値. 0.4. 実験. 0.3. 改良体底面の水平せん断ばね上限値. 0.2. 変位が増大する挙動となっている.また,水平震度. 改良体側面の水平せん断ばね上限値. 0.1. 0.2 程度では,改良体側面,底面の水平せん断ばねが. 改良体背面の鉛直せん断ばね上限値. 0. 上限値に達しており,実験の挙動と一致している.. 0. 1. 2 3 橋台上部の水平変位(mm). 図 6 は実験と解析における崩壊状況を比較したもの. 4. 5. 図 5 実験と解析の比較. である.両者の挙動の傾向は概ね一致しており,滑 動変位が大きくなる崩壊状況になっている.以上か ら,補強メカニズムをもとに,改良体に働く抵抗力. 解析. 載荷前(白). 載荷方向. を非線形ばねによって適切にモデル化することによ 橋台. 改良体. り,実験の挙動を再現できるものと考えられる.. 載荷前(黒). 4.まとめ. 崩壊後(赤). 本稿では,補強メカニズムをもとに改良体に働く 作用,および地盤抵抗を考慮した梁ばねモデルによ. ※実際の変位を 5 倍で表示. る静的非線形解析を実施した.改良体に働く側面・ 底面の水平せん断抵抗力,および側面・背面の鉛直. (a)解析. (b)実験. 図 6 実験と解析の崩壊状況の比較. せん断抵抗力を適切に非線形ばねによってモデル化 し,連結部をピン結合でモデル化することにより,実験の挙動を再現可能なことを確認した.今後は,振動台 実験を対象に本解析モデルの検証を行っていく予定である. 参考文献 1)水野ら:柱列状改良体を連結した橋台耐震補強工法に関する振動台実験,土木学会第 71 回年次学術講演会,2016.9 2)細井ら:柱列状改良体を連結した橋台耐震補強工法に関する傾斜実験,土木学会第 71 回年次学術講演会,2016.9 3)国土交通省監修 鉄道総合技術研究所編:鉄道構造物等設計標準・同解説. 耐震設計,丸善,2013. 4)国土交通省監修 鉄道総合技術研究所編:鉄道構造物等設計標準・同解説. 基礎構造物,丸善,2013. ‑360‑.
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