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セルフセンタリング性能を有する柱 SC- 梁 S 骨組の
構造性能に関する実験的研究
尹 浩 表 -1 試験体一覧 1. はじめに 阪神大震災以降，震災後の建物の継続使用について の議論が多く行われ，損傷制御性能を有する構造が注 目されるようになった．このような状況において著者 らは，2005年度より残留変形を小さくすることを目的 とし，RC のプレキャストユニットを PC 鋼棒で乾式接 合した構造を提案し,実験及び解析研究を進めてきて いる1). 当時の試験体は，柱は乾式接合としていたが， 梁が湿式接合となっていた．この部分の施工・解体性 能を改善する目的で，2008 年度からは，同等の損傷制 御性能を有する鋼・コンクリート合成構造（SCCS）骨 組を提案し，これの施工法と弾塑性挙動について調べ てきた2)3). 本報では，2011 年度から 2013 年度までの試験体か ら接合部の詳細，内蔵棒鋼を変化させた試験体を 4 体 抜粋して，本構造の施工性能と力学性状を考察する . 2. 試験体 本報で検討する試験体 4 体の一覧を表 -1 に示す．試 験体のパーらメーターは次の 5 点，1）組立ダイアフラ ムの詳細，2）柱に設置する棒鋼の強度，3）棒鋼の削 り加工の有無，4）軸力比，5）柱のダクトの有無，で ある．図 -1 に本研究の試験体を示す .試験体は実大建 物の 1/3 縮尺モデルの柱梁接合部分に相当し，□ -200 × 200 × 6 の鋼管で横補強した無筋コンクリート柱と せい 300mm の H 形鋼梁からなる . 梁のウェブは山形鋼 を介して，パネル部鋼管と高力ボルトを用いて接合し ている．梁のフランジは，図 -2に示す組立ダイアフラ ムに高力ボルトを用いて接合している . 実験で使用する十形ユニットの組立手順を説明す る．写真 -1 のように 3 つの鋼管および 2 つの組立ダイ アフラムを交互に積み上げる．積み上げの際には組立 ダイアフラムと鋼管との間にゴムを挟み，クリアラン スを設けている . これは，鋼管が軸力を負担しないよ うにするためである . また，スプリット T を作製した H 形鋼のフランジ部分にもゴムを挟み，組立ダイアフ ラムと鋼管の接する面にはテフロンシートを貼り，組 立ダイアフラムに作用する軸力と摩擦を低減してい る．最後に棒鋼を挿入し，コンクリートを打設した． EHN19D のみ 23 φのダクトを設けている．他の試験体 はダクトは設けていないので，この手順が省かれてい る．H 形鋼梁のフランジは組立ダイアフラムとウェブ は鋼管に溶接されたアングルとボルト接合される．組 立ダイアフラムをあらかじめ作成しておけば，十形ユ ニット作製にあたって溶接及び型枠作業が無く，建設 現場における簡易な施工が可能であると考えられる． 使用した鋼材の機械的性質を表-2に，コンクリート の調合と性質を表 -3 に示す．本骨組は，柱の曲げ破壊 を先行させるように設計する．そのためには，柱の曲 げ強度が発揮されたときに，他の部分が破壊しないこ 図 -1 試験体 図 -2 組立ダイアフラム詳細 type.C type.E H形鋼（H-300×150×6.5×9） を切断して作成したスプリットT テフロンシート t=0.5mm ,1枚 8mm ゴム 開先加工 テフロンシート t=0.5mm,1枚 4.5 178 4.5 165 9 9 鋼板を組み合わせて 作成したスプリットT 組立 ダイアフラ EHN19D E型 PC鋼棒（13φ ） 1243 1288 無 ○ CLS16N C型 SS400（9φ ） 325 438 有 × CLS19N C型 SS400（10φ ） 有 × CLN14N C型 SS400（13φ ） 無 × 降伏強度 (M Pa) 引張強度 (M Pa) 削り加工 ダクト 327 452 丸鋼の種類と径 試験体 梁 H－300×150×6.5×9 鋼製柱コネクタ H－200×200×8×12 梁と接合部は 高力ボルト摩擦接合 棒鋼 φ9異形鉄筋 □－200x200x6 天板－220x220x6 CLS16NとCLS19Nは 削り加工 写真 - １ 十形ユニット組立手順56-2 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Qbとして表し，それぞれを 比較する．柱の曲げ強度は，軸力比 0.2 と仮定した無 筋コンクリートの曲げ耐力により算定した． 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 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．H 形鋼の梁の曲げ耐力は，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わかる． 3. 加力および測定方法 載荷装置を図 -3 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．4本の棒鋼にはそれぞれ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を作用させて，試験中一定に 保った．表-5には実験開始時に作用している軸力Nお よび軸力比N/N0を示している．表には加力実験前に導 入した初期張力も示しており，鉛直力と張力の和を軸 力N として表している．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． 測定装置を図-4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 -4 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， これを計測間距離で除して梁の部材角Rbを求めた．4 本の丸鋼に作用する引張力は,棒鋼端部のロードセル により測定した．これは,直径と高さが36mmの鋼製円 柱に棒鋼を通す 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．すなわち，棒鋼に作用 する引張力を鋼製円柱を介することで圧縮ひずみとし 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 76 0 7 60 ロードセル 図 -3 載荷装置 図 -4 測定装置 降伏強度（M Pa） 引張強度（MPa） ヤング係数（GPa） 降伏比 伸び（％）
396 484 187 0.818 28.8 Flange 304 448 196 0.679 40.8 Web 356 484 202 0.737 38.4 鋼材の種類 規格 □200×200×6 STKR400 梁 H-300×150×6.5×9 SS400 組立 ダイアフラム type.E 鋼板 t=6 -組立 ダイアフラム type.C 鋼板 t=4.5 -スプリットT H-300×150×6.5×9 Web 361 456 205 36.9 247 407 192 0.609 0.757 38.8 0.791 36.1 332 420 195 表 -2 鋼材の機械的性質 表 -3 コンクリートの調合一覧 EHN19D 39.2 42 51.7 21.5 5.9 CLS16N 49.9 42 49.1 22.5 4.6 CLS19N CLN14N 44.0 45 47.8 22.2 4.5 エアー ( % ) 試験体 シリンダー強度( M P a ) 水セメント比( % ) 細骨材率( % ) スランプ( c m ) 表 -4 各部の破壊強度から定まる梁のせん断耐力 柱の曲 げ ボル ト部の 滑り H形鋼梁 の曲 げ スプ リット Tの曲 げ (kN) (kN) (kN) (kN) EHN19D 44 76 CLS16N 48 CLS19N CLN14N 162 117 試 験体 43 114 て 4 ゲージ法で検出している． 本実験の載荷プログラムは，梁の部材角Rbで制御を 行い，Rb=1.0/100rad. までは Rb=0.25/100rad. を単位 とし，Rb=1.0/100rad. から Rb=2.5/100rad. までは Rb=0.5/100rad. を単位として，各変形で 2 回繰り返す 漸増変位振幅の載荷を行った . 4. 試験体の耐力算定法 本骨組は，柱の曲げ降伏を先行させるように設計し ている . 柱の曲げ耐力Mcは，内蔵棒鋼が負担する曲げ 表 -5 実験開始時の軸力 鉛直力 棒鋼張力 EHN19D 142 124 1385 0.19 CLS16N 253 24 1764 0.16 CLS19N 264 34 0.19 CLN14N 148 72 1555 0.14 試験体 軸力(kN) N0(kN) 軸力比
56-3 図 -5 柱曲げモーメント - 部材角関係 -50 -25 0 25 50 -3 -2 -1 0 1 2 3 実験値 計算耐力 柱 曲 げ モ ー メ ン ト (k N ・ m ) EHN19D -50 -25 0 25 50 -3 -2 -1 0 1 2 3 実験値 計算耐力 柱 曲 げ モ ー メ ン ト (k N ・ m ) 梁部材角Rb(×1/100rad) CLS19N -50 -25 0 25 50 -3 -2 -1 0 1 2 3 実験値 計算耐力 梁部材角Rb(×1/100rad) CLN14N -50 -25 0 25 50 -3 -2 -1 0 1 2 3 実験値 計算耐力 CLS16N 図 -6 棒鋼張力と梁部材角関係 値である．全ての試験体は，除荷した際に，試験体の 残留変形が 0 付近に収まっており，セルフセンタリン グ性能が確認できる． 図-6に内蔵棒鋼張力－部材角関係を示す．図の張力 は棒鋼の平均値である．図中の破線は棒鋼の降伏強度 で，実線は引張強度である．高強度棒鋼を用いた EHN19Dの降伏強度を図中に数値で示している．図から 分かるように，EHN19Dは実験終了時まで張力が喪失せ ずに弾性挙動が確認できる．部材角の増加とともに内 蔵棒鋼に張力が付加された柱の軸力が増大しており， これは図-5において，Rb=1.5/100rad.以降もせん断力 が上昇していることに対応している．SS400 を用いた 試験体は，Rb=1.5/100rad.付近で棒鋼が降伏強度に達 している．これは図 -5 において，Rb=1.5/100rad.以降 せん断力が頭打ちになっていることと対応している． 表 -6 にRb=1.5/100rad. 時の実験試験体の実験強度 と計算強度を示し，同時にRb=1.5/100rad.時の軸力比 も示す．計算強度は試験体の初期軸力と棒鋼張力の和 を軸力とし，式(2)によって計算したものである．表-5 と比較すると分かるように，いずれの試験体も， Rb=1.5/100rad. の変形時には棒鋼の張力が増大し，軸 力が付加されるので，実験開始時よりも軸力比が大き くなっている．計算強度は実験強度を 5％から 11％の 安全側で評価出来ている． 6. 耐力発揮メカニズムとセルフセンタリング性能 図 -7 にそれぞれの試験体の柱の軸力Nmと曲げモー メントcM の関係を示す．実線は式(2)を参照して計算 されたNm-cM曲線であり，点線はこれを0.9 倍，破線は これを 1.1 倍したものである．▽は実験で得られた各 載荷サイクルのピーク時の値を示している．なお，▼ はRb=1.5/100rad.時の値を示している．内蔵棒鋼が降 伏しない試験体は軸力の上昇が大きい，内蔵棒鋼が降 伏する試験体は軸力の上昇が降伏につれて小さい．い ずれでも部材角の増大とともに棒鋼から軸力が付加さ モーメントsM とコンクリートが負担する曲げモーメン トcM の和により算定する .sM は，内蔵棒鋼の引張力の 差分から得られる．cM は無筋コンクリート柱の全塑 性耐力として算定した． c s c M M M (1) 2 m m c c c cB c N N M D b (2) ここで，sM の測定値は極めて小さいため，柱の曲げ 強度McをcM で表している．軸力は，変形に付加される 棒鋼張力を加算したものを用いた．EHN19Dはダクト部 分にコンクリートの圧縮束が成立しないとして断面幅 からダクト幅を減じた値を有効断面幅cb とした．ダク トを設けていない試験体は柱断面全体にコンクリート の圧縮束が成立するとして断面幅をそのまま有効断面 幅cb とした．またccB は鋼管で横補強されたコンク リートの圧縮強度で， ccBKcB (3) と表現される4)．ここで， cBはコンクリートのシリン ダー強度で，Kはコンクリート強度上昇係数であり，次 式で算定した． 2 3 4 ( ) 1.0 11.5 ( 2 ) s y c B t D t K D t (4) ここで，D と t は鋼管のせいと厚さであり，syは鋼 管の降伏強度である． 5. 荷重－変形関係と強度評価 実験によって得られた柱の曲げモーメントMcと部材 角Rb関係を図 - 5 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による柱曲げモーメント で，横軸は梁の部材角Rbで表している．図中に丸印で 示すのは載荷サイクルピーク時の柱の曲げ強度の計算 0 25 50 75 100 -3 -2 -1 0 1 2 3 実験棒鋼張力 降伏強度165(kN) 棒 鋼 張 力 (kN ) 0 10 20 30 40 50 -3 -2 -1 0 1 2 3 棒鋼張力 降伏強度 引張強度 0 10 20 30 40 50 -3 -2 -1 0 1 2 3 棒鋼張力 降伏強度 引張強度 棒 鋼 張 力 (k N ) 梁部材角Rb(×1/100rad) 0 10 20 30 40 50 -3 -2 -1 0 1 2 3 棒鋼張力 降伏強度 引張強度 梁部材角Rb(×1/100rad)
56-4 図 -8 残留変形部材角 - 経験部材角関係 (a)CLN14N 部材角 2.5％時 (b)CLN14N 実験終了後 写真 -2 試験体破壊状況 図 -7 N-M 関係 表 -6 実験強度・計算強度一覧 試験体 実験強度(kN・ｍ) 計算強度(kN・ｍ) 1.5%時 軸力比 実験強度/計算強度 EHN19D 29.0 26.1 0.26 1.11 CLS16N 27.5 26.0 0.18 1.06 CLS19N 30.4 28.9 0.24 1.05 CLN14N 25.3 23.6 0.19 1.07 0 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0 0.5 1 1.5 2 2.5 3 CLS19N CLN14N 経験部材角Rb0(×1/100rad) 0 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0 0.5 1 1.5 2 2.5 3 EHN19D CLS16N 残 留 部 材 角 R r ( × 1 /1 0 0 ra d ) 経験部材角Rb0(×1/100rad) 0 100 200 300 400 500 0 10 20 30 40 50 EHN19D 1.5% N m (k N ) 0 100 200 300 400 500 0 10 20 30 40 50 CLS16N 1.5% 0 100 200 300 400 500 0 10 20 30 40 50 CLN14N 1.5% cM(kN・m) 0 100 200 300 400 500 0 10 20 30 40 50 CLS19N 1.5% N m (k N ) cM(kN・m) れて，コンクリート断面の曲げ強度が増加している ことが分かる．これが本構造の耐力発揮メカニズム である．このように，本構造では，初期軸力と変形 に依存する付加軸力によって最大耐力が決定される ことになる． 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Rr－経験部材角Rb0関係を図 -8 に示す．実線及び破線で示された回帰曲線を見ると 残留変形部材角は，EHN19D においては経験部材角の 11％程度，CLS16N，CLS19N と CLN14N は経験部材角の 5％以下に収まっている． 本骨組では，棒鋼に常に張力が作用することでセ ルフセンタリング性能が発揮されると考えてきた． しかしながら，内蔵棒鋼が降伏して，棒鋼の張力が 消失してもセルフセンタリング性能に影響は小さく， むしろダクトを無くすことによって，棒鋼のダボ抵 抗が付加され，より残留変形を小さくできたものと 考えられる．また，内蔵棒鋼の削り加工の有無は，荷 重－変形関係に影響を及ぼさないことが分かった． 従って，ダクトと棒鋼削り加工を無くすことでさら なる施工の簡素化が可能であることが分かった． Rb=2.5/100rad. 載荷時と実験終了後の試験体の破 壊状況を写真 -2 に示す．載荷中は柱端部に生じたひ び割れが大きく開いているが，加力終了後にはひび 割れが閉じ，損傷が目立たなくなっていることが分 かる．実験終了時の目視によると，損傷は柱端部の み観測され，他の部分の損傷は観測できなかった．紙 面の関係上詳述できなかったが，鋼管や鋼梁に添付 したひずみゲージからも，鋼材の降伏現象は観測され なかった．本構造は，当初の目標通りの損傷制御性能 を保持しており，地震後における継続使用の可能性が 示された． 7. まとめ 本研究で得られた結論を以下に示す． 1) 加力実験により得られた荷重－変形関係より，全 ての試験体でセルフセンタリング性能を示すこと が確認できた．ダクトを無くすことでセルフセン タリング性能は向上することが確認できた． 2) 計算強度は実験強度を5％から11％の安全側で評価 出来る． 3) 試験体の作成過程より，本構造の優れた施工性が 確認できた．ダクトや棒鋼削り加工を省いても実 験結果に及ぼす影響は少なく，さらなる施工の簡 素化が可能であることが分かった． 4) 実験後の目視からは，試験体の損傷は柱端部のみ に集中しており，他の部分の損傷は観察できな かった．当初の目標通り，本構造の地震後における 継続使用の可能性を示した． 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) 塩田浩旦，窪寺弘顕，北島幸一郎，中原浩之，崎野健治，江 崎文也：セルフセンタリング性能を有する鋼・コンクリート 合成構造十形フレームの実験的研究，日本建築学会研究報告 九州支部 , 構造系 ,48 号・1, pp.441-444, 2009.3. 3) 高山一斗，中原浩之，崎野健治，江崎文也：損傷制御機能を 有する柱SC-梁S構造十形骨組の実験的研究，日本建築学会 研究報告九州支部 , 構造系 ,49 号・1, pp. 593-596, 2010.3. 4) 孫玉平，崎野健治，吉岡智和：直線型横補強筋により拘束さ れた高強度RC柱の曲げ性状，日本建築学会構造系論文集，第 486 号 ,pp.95-106,1998.8.
