セルフセンタリング性能を有する柱 -梁 骨組の 構造性 …...
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56-1
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 4.51659 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
(MPa)引張強度
(MPa) 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
760
760
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 28.8Flange 304 448 196 0.679 40.8Web 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TH-300×150×6.5×9 Web 361 456 205 36.9
247 407 192 0.609
0.757
38.8
0.791 36.1332 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 5.9CLS16N 49.9 42 49.1 22.5 4.6CLS19NCLN14N
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 76CLS16N 48CLS19NCLN14N
162117
試験体
43114
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 R
b=0.25/100rad.を単位
とし,Rb=1.0/100rad. から R
b=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 0.16CLS19N 264 34 0.19
CLN14N 148 72 0.141555
試験体軸力(kN)
軸力比N0(kN)
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
(kN
・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
(kN
・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 cM M M (1)
2m m
c cc cB c
N NM Db
(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 c cB は鋼管で横補強されたコンク
リートの圧縮強度で,
c cB c BK (3)
と表現される 4).ここで,c B 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
34 ( )1.0 11.5( 2 )
s y
c B
t D tKD t
(4)
ここで,D と tは鋼管のせいと厚さであり,s y 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
(kN
)
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 1.11CLS16N 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
CLS19NCLN14N
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
EHN19DCLS16N
残留
部材
角Rr
(×1/100rad
)
経験部材角Rb0(×1/100rad)
0
100
200
300
400
500
0 10 20 30 40 50
EHN19D1.5%
Nm
(kN
)
0
100
200
300
400
500
0 10 20 30 40 50
CLS16N1.5%
0
100
200
300
400
500
0 10 20 30 40 50
CLN14N1.5%
cM(kN・m)
0
100
200
300
400
500
0 10 20 30 40 50
CLS19N1.5%
Nm
(kN
)
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 R
b0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.
团 体 标 准 · 2019-02-14 · gb/t 2297 太阳光伏能源系统术语 gb/t 3098.1 紧固件机械性能 螺栓、螺钉和螺柱 gb/t 3098.2 紧固件机械性能 螺母 粗牙螺纹
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