段差を有する外ダイアフラム形式角形鋼管柱梁接合部パネルの力学的挙動 [ PDF

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(1)段差を有する外ダイアフラム形式角形鋼管柱梁接合部パネルの力学的挙動. 尾園正樹 1 . 研究背景と目的. 2. 耐力算定法. 兵庫県南部地震(1995年)で鋼構造建築物が受けた被害. 2.1 崩壊機構. の特筆すべき点は，中低層建築物の大部分が柱梁接合. 外ダイアフラム形式柱梁接合部パネルに仮定する崩. 部に重大な損傷を被っていたことである．これらの被. 壊機構を図1～3に示す．以下，両側に梁が接合するパネ. 害軽減の一つの方法として，松尾らは外ダイアフラム. ルをパネル1，片側のみ梁が接合するパネルをパネル2と. を用いた柱梁接合部に着目し，外ダイアフラムの降伏. する．崩壊機構A(以下，機構A)はパネル1，2がともに塑. および梁降伏を考慮した梁先行降伏型設計法の提案を. 性化する機構である(図1)．崩壊機構B(以下，機構B)はパ. 行い，さらに施工性の向上を図った分割外ダイアフラ. ネル1が塑性化し，かつパネル2の鋼管壁の一部が面外降. ムを提案している. 伏して，外ダイアフラム接合部が図4に示す崩壊機構2)を. 1). 2)～5). ．. 実際の柱梁接合部では柱の両側に梁が取り付く場合が. 形成する場合である．また機構Bは梁のウェブプレート. 多く，梁よりも接合部パネルの方が相対的に弱い場合. の一部も塑性化する(図2)．ただし， x. も多いため，接合部パネルも含めた接合部設計法を確. る．崩壊機構C(以下，機構C)は，パネル1が塑性化し，か. 立する事が重要である．柱の両側に取り付く梁のせい. つパネル2の外ダイアフラム接合部が塑性化する機構で. が同じ場合は，文献6)～8)で外ダイアフラム形式の接合. ある(図3 )．また機構Cでは機構Bに存在する鋼管壁の降. 部パネルの耐力・変形性能に関して検討されている. 伏線の一部が鋼管壁の回転に伴って消失する( 図5 ) ．. が，実際の鋼構造骨組における機能上の要求や鋼重量. 2.2 各部の応力仕事. 軽減の目的等により柱を挟む左右の梁に段差を設ける. 外ダイアフラム，鋼管壁，梁のウェブプレートが引. 例が少なくないことを考えると，この種の接合部パネ. 張荷重あるいは圧縮荷重を受け，パネルがせん断荷重. ル(以下，段違いパネル)に関する力学的挙動を調査して. を受ける場合の各部の応力仕事は以下となる2)，9) ．. おくことも重要である．分割外ダイアフラム4) を用いる. ( 1 ) 外ダイアフラム接合部の応力仕事 Wd. と，左右の梁に段差が要求される場合にも容易に対処. 崩壊機構B(図4，5(a)). できる．桑原らは通しダイアフラムと内ダイアフラム. WdB ⅠWd. 9）. 分割外ダイアフラムに対してその成果をそのまま適用 C QU できるかは不明である．そ. ⅠWd. こで本研究では，分割外ダ. ⅡWd. Δθ. dc. db 2 パネル 1 d b1 梁2. db パネル 2 C. に段差を設けた接合部パネ梁1. QL. 図 1 崩壊機構 A C QU. td. B. 2s x. D t x. hd t d. dy. 2. 4. td. dy. (2). . (3). log e. 2. t2. cy. (4). 鋼管壁する応力仕事， x : 鋼管壁の降伏領域を表す寸法， t :鋼管板厚， b :梁フランジ縁から鋼管角部までの距離， a :外ダイアフラムの出寸法， td :外ダイアフラムの. Δθ. 板厚，. パネル 1. 梁1 QL 図 2 崩壊機構 B C. 3 1 4 tan 2. a2 4. することを目的とする． C QU. パネル 1. x x. 2 1 tan. 2. ここで，ⅠWd ,ⅡWd :領域Ⅰ，Ⅱの応力仕事， WcB :機構Bの. Δθ. db パネル 2. Wc. t b 2. x. (1). ルの力学的挙動を明らかに. 梁ウェブの塑性化領域. 梁2. 1 3. 2. イアフラム形式の柱梁接合部を対象として，左右の梁. Wc B. Wd. Ⅱ. を用いた段違いパネルの力学性状を明らかにしたが，. d b の場合に限. 梁2. パネル 2. dy. :外ダイアフラムの降伏応力， :水平ハンチ. 角度， hd :外ダイアフラムのせい， :荷重方向への仮想 db. x. QL 梁1 図 3 崩壊機構 C. 変位 (. db ) ， db :梁せい差，. 接脚長， D :角形鋼管柱の幅，. C. す係数， 47－1. cy. :鋼管の降伏応力. :仮想回転角， s :溶. :鋼管壁の降伏領域を表.

(2) 降伏場. 降伏線. Y. 降伏線. 降伏線の消失降伏場. x. δ. δ B B d f. t 2. 角形鋼管柱. PP. 領域Ⅰ. 領域Ⅱ. δ x D t. bδ. hd. PC. Pp. 図 4 外ダイアフラム形式角形鋼管柱梁接合部の崩壊機構. . Wd WcC. (5). Ⅱ. D t 2x D t 2x db 4 2 x t d 2s db db log e ( d b ) x 2 2 d b {1 (log e ) 2 {log e ( d b x)}2 }]t 2 2 2. 3.1. め，十字形部分架構を例にとり解析を行う．解析条件 (6). は以下とする． 1) D/t=15～35とする．Dは400mmとする． 2) 一般的なBfとDの比は0.5程度であり，通常は1.0以下で. cy. ここで， W :機構Cの鋼管壁のする応力仕事. あることからBf /D=0.4,0.6,0.8とする．. ( 2 ) 梁のウェブプレートの応力仕事 Wwp 1 Wwp twp db x db wpy (7) 2 ここで， t wp :梁ウェブ板厚， wpy :梁ウェブの降伏応力 (3)パネルの応力仕事. 3) 隅柱や側柱の場合には外壁の取り付きなどの制約により小さなh d を必要とする場合もあることを想定して，hd /D=0.1,0.2,0.3とする． 4) 外ダイアフラム端部幅B d とB f は同一とする． 5) tdはtと同程度とし，D/td=20,30とする．. A. 機構Aのパネル(1+2)の応力仕事 W p. 2td c d b1. 6) t dは梁フランジ厚t f と同一とする．. cy. (8). 3. ここで， d c :鋼管のフランジ中心間距離， d b1 :梁1のフラ. 7) 一般的なtfとtwpを想定し，twp /tf=0.5,0.75とする． 8) H形梁に細幅，中幅，広幅を想定しBf/H=0.5,0.75,1.0とす. ンジ中心間距離. る．H:梁せいである．. B C 機構B，Cのパネル1の応力仕事 W p , W p. W. B p. W. C p. 2td c d b 2. (9). 2.3 崩壊荷重各崩壊機構に対する崩壊荷重は仮想仕事の原理より次式で与えられる．. p. M pB. (10). W pB Wwp WdB /. c. B pMp. QU. c. 11) dc /Lb=0.03,0.05,0.07とする．Lb:柱スパンである． 12) db1 /Lc=0.10,0.15,0.20とする．Lc:柱高さである．. QL. 15). 1.3. 機構Cの全塑性パネルモーメント p M Cp. 1.2. W pC WdC /. c QU. c QL. db / 2 . 1. (10)，(11)，(12)式に含まれる x ，は上界定理により次式. 0.9. を解くことで得られる．. 0.7. x. 0 かつ. B pM p. 0，. C pM p. x. 0 かつ. =325N/mm2とする．. wpy. C pM p. p. M pC / p M pA. 1.3. 0. M pC / p M pA. 1.1. 0.8. 1. D/ t = 29 , h d / D= 0. 3. 0.6 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 0.8 0.9. 図6 47－2. p. 1.2. 1.1. (12). B pM p. =295N/mm2， dy=. cy. d b / 2 (11). ここで， c QU , c QL ：上，下側柱のせん断力 C pMp. (13). 14) 外ダイアフラムの耐力は梁の耐力以上とする．. W pA. 機構Bの全塑性パネルモーメント. D Bd 2hd hd 2 tan 10) 左右の梁せいの比db2 /db1=0.3~0.9とする． a. 13) 柱梁耐力比COF：1.5 COF 2.5とする．. 機構Aの全塑性パネルモーメント p M pA. M pA. =45 °とする．aは次式で算定する．. 9). cy. 3 ここで， d b 2 :梁2のフランジ中心間距離. p. 解析概要と解析条件. 接合部形状がパネル耐力に及ぼす影響を検討するた. C c. W pA. Pp 角形鋼管壁 ( b ) 機構 C. 角形鋼管壁. 3 . パネル耐力に及ぼすパラメータの影響. 崩壊機構C(図4，5(b)). [. 2s x. ( a ) 機構 B 図 5 角形鋼管壁の面外崩壊機構. 外ダイアフラム. WcC. x D t. δ. a. WdC ⅠWd. δ. 2s x. δ. 梁フランジ. PC. x td+2s. t 2. D t 2x. D. X b. x td+2s. x. x. hd. db. 領域Ⅱ. p. d b2 1 d b1. 0.9. 14. M pC / p M pAとd b 2 / d b1 関係図 7. 18. p. 22. 26. 30. 34. D t. M pC / p M pAとD / t 関係.

(3) 3.3 解析結果. 4 . 2 載荷および計測概要. 機構Bを示す解析結果は得られなかった．すなわち，. 載荷は，柱両端をピン支持し，十字骨組の左右の梁. d b の条件を満たす場合は存在しないことを示. の両端に500kN油圧ジャッキを取り付けてせん断力を加. す．図6に機構Cと機構Aのパネルモーメント比pMpC/pMpA. える．逆対称正負交番繰返し漸増載荷とし，層間変形. と d b 2 / d b1 の関係の一例を示す．d b 2 / d b 1 が小さいほど. 角R(左右の梁端の鉛直変位の和をLbで除した値)で制御す. x. p. C p. A p. M / p M が大きくなる場合がある．これは， d bが大. る．R= 0.5%, 1.0%, 2.0%, 3.0%の振幅で各2サイクル載. きくなるにつれてパネル1の耐力の減少に対する外ダイ. 荷したのち，. アフラム接合部の耐力の増加が大きくなるためであ. 後，正方向に装置の限界まで載荷し実験を終了する．. る．図7にpMp /pMp とD/tの関係を示す．解析結果は各幅. 梁のせん断力は油圧ジャッキに取り付けたロードセル. 厚比のp M p / p M p の最大値のみを示す． D / t. 21 では. により測定した．N o . 1 のパネルのせん断変形角は. M p / pM p が1を超えることはない．すなわち，この範囲. 図10(a)に示す，パネル上部の水平変位測定値と下部の水. C. C. C. p. A. A. A. においては機構Cのみを検討すればよい．. 4.0%の振幅で5サイクル載荷する．その. 平および鉛直変位測定値より算定した．No.2，3，4のパネルの平均せん断変形角. 4.実験概要. はパネルの対角変位測定値. より算定した(図10(b))．. 4.1 試験体概要試験体の一例と載荷装置を図8，外ダイアフラムの詳. 5 . 実験結果と考察. 細を図9，試験体一覧を表1に示す．本実験は実験変数を. 5.1 履歴性状. d b とした．また，試験体はすべて接合部が他の部位に. 図11にパネル平均せん断力 p Q -平均せん断変形角関. 先行して降伏するように設計されている．表2に鋼材の. 係(No.1はパネルせん断力 p Q -せん断変形角関係) を示. 機械的性質を示す．. す．図中の破線はパネル全塑性耐力算定値 p. Q p (= p M p / d b1 )を示す．すべての試験体で載荷終了ま. で耐力低下は見られず安定した紡錘形の履歴性状が得. 500kN 油圧ジャッキ. 梁1： BH-400×150 ×9×16 (SN490B). 変形量が小さいが，これは梁せい差が大きくなるほど鋼管壁の局部変形量が大きくなるためである．. は. - Q b2 +. 文献1 1 ) によれば接合部パネルに積極的に地震エネル. 梁2 ： BH-300×150 ×9×16 (SN490B). 倍率は60以上となっている．本実験では，すべての試験. 1800. Lb=3300. max. 図11において最大耐力までの累積塑性変形倍率とした．. d b =100. 16. Q+ b1 -. られた．No.3およびNo.4は他の試験体に比べてパネルの. 角形鋼管柱： □－250×250×9 500kN 油圧ジャッキ. ギーを吸収させる骨組に必要なパネルの累積塑性変形体でこれを上回る結果となった．ただし，本実験では耐力低下した試験体はないため，本来のパネル変形能力は. max. を上回る値である． u1. 50 150 100. 45 ° 45 ° 150. 75. 45 ° 45 ° 150. 200. t d= 1 6. hp1=610mm. d2. u2. v2. t d= 1 6. 150. パネル 1. v1 bp=190mm. (a)No.1,2,3 (b)No.4 図 9 外ダイアフラム詳細図. bp=190mm. 絶対変位. 表 2 鋼材の機械的性質パネル全塑性耐力 p. Q pA. kN 1047 1047 1047 1047. p. Q Bp. kN -. p. 相対変位. (a)No.1 (b)No.2,3,4 図 1 0 パネルの測定. 表 1 試験体一覧角形 H形鋼梁外ダ H形鋼梁 db イア (梁1) No. 鋼管柱 (梁2) フラ (BCR295 (SN490B (SN490B) ム mm ) ) 1 0 □BH- BH-400x150x9x16 2 250x250x 400x150x BH-300x150x9x16 図9(a) 100 3 9 9x16 BH-200x150x9x16 200 図9(b) 4. d1 パネル 2. hp1=318mm. 図 8 試験体( N o . 2 ) と載荷装置図. QCp. kN 951 880 1016. 部位. 崩壊機構 A C C C. 梁フランジ外ダイアフラム梁ウェブ角形鋼管柱. 47－3. 鋼種. * 下降伏点. 板厚降伏応力度 * 降伏比降伏歪 2 [mm] [%] [%] [N/mm ]. 伸び [%]. SN490B 15.8. 352. 67. 0.162. 26. SN490B BCR295. 369 417. 71 82. 0.172 0.206. 25 36. 8.8 8.9.

(4) 5 . 2 実験結果と解析結果の比較. パネル1とパネル2の変形量を比較すると，No.3，4はパネ. 実験，解析結果一覧を表3に示す．弾性剛性実験値K e. ル1の変形量がパネル2のそれと比較して大きく，想定通. は図12の骨格曲線において原点と1/3 p Q p 点との割線剛. り機構Cを示したといえる．ただし，耐力式から算定す. 性とした．弾性剛性の算定値K s は次式9 ) から算定した．. る機構Aと機構Cの耐力にほとんど差のないNo.4は他の試. (14). 験体と比較してパネル2の変形量が大きいことから，機. ここで，G：せん断弾性係数，A p：パネルのウェブ面積. 構Cを形成しながらも機構Aに近い機構を示していたと. (鋼管断面積の1/2とする)である．パネル全塑性耐力実験. いえる．. 値 p Q pe は骨格曲線(図12)の0.35%offset値の正負の平均値と. 5.4 崩壊性状. した．弾性剛性・全塑性耐力ともに算定値は実験結果. 図14，15に実験終了後の写真の一例を示す．機構Cで. を精度よく評価している．. 決まるNo.2,4のパネル2はほとんど変形せず，パネル1が大. 5 .3 パネル1 とパネル2 の変形量の比較. きく変形している．また，鋼管は面外方向に変形して. 図13にNo.3，4のパネル1，2の変形量の比較を示す．縦. おり，想定通りの機構を形成したと判断できる．. p. Q. Ks. GAp. 軸は p1 Q, p 2 Q ，横軸はパネル1 ，2 のせん断ひずみ p1. xy. , p2. xy. である． p1. xy. , p2. xy. は，両面のパネル中央に. 6.まとめ. 張り付けた3軸ひずみゲージの測定値を用いて次式よ. 以下に得られた知見をまとめる．. り算定した．. ・外ダイアフラム形式角形鋼管柱梁接合部パネルの耐. 12). 2. xy. (. 3. 1. 2. ). (15). 力算定法を提案した．. ここで， 1 ：柱の材軸方向のひずみ， 2 ：柱の材軸に対. ・パネル耐力に及ぼすパラメータの影響をみた．. して90°方向のひずみ， 3 ：柱の材軸に対して45°方向. ・紡錘形の安定した履歴性状を示した．. のひずみである．また，平均せん断ひずみ. ・算定値は実験結果を精度よく評価できた．. xy. は次式で. 得られる． p1. xy. ・実験では想定した通りの崩壊機構を呈した．. d b1. xy. 1200. p2. d b1 d b 2. xy. d b1 p. No.. Q[kN ]. p. Q[kN ]. 1 2 3 4. 1200. 800. 800. 400. 400. 0. 0. -400. -400 実験値全塑性耐力算定値. -1200. -4. -2. 0. 2. 4. p Q[kN ]. -4. 800. 800. 400. 400. 0. 0. -400. -400 実験値全塑性耐力算定値. -1200. -4. -2. 0. 2. 4. 0. 2. [%]. p. 800. Q, p Q[ kN ]. -800. 実験値全塑性耐力算定値. -1200. -4. -2. 0. 2. 4. [%]. (d) No.4. 1500. パネル1(No.4). 500. 0. 0. -400. -500. -800. -1000. xy. -2. Q[kN ] パネル2(No.3). 1000. 400. -1200 -3. p. パネル1(No.3). No.1 No.2 No.3 No.4. -1. 0. 1. , 2. 図 1 2 骨格曲線. xy. [%] 3. -1500. kN/rad 308600 304217 306086 320736. 0.96 0.94 0.95 0.99. p. Qp. kN 1046 950 879 1015. p. Q pe. kN 926 831 818 883. p. Q pe. p. Qp. 0.89 0.87 0.93 0.87. max. 164 174 115 128. パネル2(No.4). xy. -3. -2. -1. パネル 1. (b)No.4 図 1 5 鋼管の面外変形 (a)No.2 図 1 4 パネル 1 のせん断変形 (No.4) 参考文献. 図 1 1 平均パネルせん断力と平均せん断変形角関係 1200. kN/rad 322709 322709 322709 322709. Ke Ks. 4. p Q[kN ]. [%]. (c) No.3. -2. (b) No.2 1200. -800. Ke. 実験値全塑性耐力算定値. -1200. [%]. (a) No.1. Ks. パネル 2. -800. -800. 1200. 表 3 実験結果と解析結果一覧. (16). 0. 1. 2. [%] 3. 図 1 3 パネル変形量の比較. 1）日本建築学会近畿支部鉄骨構造部会：1995 年兵庫県南部地震鉄骨建物被害調査報告書， 1995.5. 2）松尾真太朗他：外ダイアフラム形式角形鋼管柱梁接合部の設計式，日本建築学会構造系論文集，第618 号，pp.221-228，2007.8. 3）松尾真太朗他：外柱を対象とした外ダイアフラム形式角形鋼管柱梁接合部の耐力算定，日本建築学会構造系論文集，vol.73，第 626 号，pp.653-660，2008.4. 4）松尾真太朗他：分割外ダイアフラム形式角形鋼管柱梁接合部の弾塑性挙動に関する実験的研究，日本鋼構造協会鋼構造論文集，Vol. 15，No. 59，pp.87-98，2008.9. 5）松尾真太朗他：分割外ダイアフラム形式角形鋼管柱H形断面梁接合部の部分架構実験，日本建築学会構造系論文集，vol.75，第 648 号，pp.425-433，2010.2. 6）田渕基嗣他：水平荷重時における角形鋼管柱・H形はり接合部の耐力評価－角形鋼管柱溶接接合部の実験的研究3，日本建築学会構造系論文報告集，第358 号，pp.52-62，1985.12. 7）田渕基嗣他：製法の異なる角形鋼管柱・H形はり接合部の耐力に関する研究，日本建築学会構造系論文報告集，第361 号，pp.104-112，1986.3. 8）田渕基嗣他：角形鋼管柱・H形はり接合部パネルの耐力と変形能力に関する研究，日本建築学会構造系論文報告集，第367 号，pp.69-79，1986.9. 9）桑原進他：左右の梁せいが異なる角形鋼管柱・梁接合部パネルの力学性状，日本建築学会構造系論文集，第533 号，pp.175-181，2000.7. 10）松尾真太朗他：外ダイアフラム形式角形鋼管柱梁接合部の耐力に関する理論的・実験的研究，日本建築学会構造系論文集，第606 号，pp.225-232，2006.8. 11）長谷川隆： 1995 年兵庫県南部地震で梁端部が破断した鉄骨造建物の弾塑性応答性状，日本建築学会構造系論文集，第498 号，pp.129-136，.1997.8. 12）大塚久哲：基礎弾・塑性力学，pp.32-33，1985.3.. 47－4.

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