２０１２年度「鋼構造研究・教育助成事業」研究発表会

資料

二〇一一年度公募研究成果梗概集

2011年度公募研究成果梗概集

二〇一二年十月
一般社団法人 日本鉄鋼連盟

２０１２年１０月

一般社団法人

日本鉄鋼連盟目次＜重点テーマ研究＞１. 鋼材を用いた堤防や道路盛土の新たな耐震対策法の検酎 .......................................................................................... 1
愛媛大学 教授 岡村 未対
２. 鋼材を用いた河川堤防の強化対策工法の有用性実証に関する総合研究（中間報告） ..................................... 9
長岡技術科学大学 教授 大塚 悟
３. 急速架設・再利用性を考慮したモジュラー型橋梁システム「ECO-Bridge」の提案と性能保証技術の開発....................................................................................................................................................................37
大阪市立大学 教授 山口 隆司
４. 地方小都市における劣化コンクリート橋の鋼橋によるリプレイス戦賂に関する基礎的研究 ...........................51
山口大学 教授 麻生 稔彦
５. 塩害等で唄傷を受けた橋梁の耐荷力性能評価と性能回復に関する研究（中間報告）.....................................61
硫球大学 教授 有住 康則
６. 極大地震を受ける鋼構造建築物の倒壊限界の解明と倒壊防止技術への貢献（中間報告）..........................69
京都大学 教授 吹田 啓一郎
７. H-SA700鋼を柱材として用いた中低層建物の設計と施工（中間報告）....................................................................85
京都大学 防災研究所 教授 中島 正愛＜一般テーマ研究・土木部門＞
１. 海面埋立処分場跡地に打設される鋼管杭と廃棄物層の物理化学的相互作用に関する
実験的検討（中間報告） ...............................................................................................................................................................95
京都大学 准教授 乾徹
２. 軟弱地盤における海上道路高架橋の全体系から評価した新しい合理的構造形式の提案 ......................... 103
京都大学 教授 木村 亮
３. 耐候性鋼橋梁の断面部位別の腐食減耗量の推定に関する研究........................................................................... 115
長岡技術科学大学 教授 岩崎 英治
４. 日本における飛来塩分量の数値予測法の開発............................................................................................................. 121
名古屋工業大学 教授 小畑 誠
５. パルス渦電流を用いた港湾鋼構造物の板厚測定に関する調査研究................................................................... 127
名古屋大学 准教授 北根 安雄
６. 鋼材腐食および電気防食設計の高度化のための海水中の腐食環境評価手法の開発（中間報告） ....... 135
港湾空港技術研究所 研究官 審良 善和
７. 鋼構造部材における地震時のき裂進展メカニズムの解明とその予測手法の開発 ......................................... 139
名古屋大学 准教授 判治 剛
８. 橋梁構造物の計画的かつ効果的な維持管理に向けた橋梁点検データの統計分析...................................... 145
岐阜大学 学術研究補佐員 大竹 雄
９. 補強部材をボルト接合する鋼部材の耐震補強効果と解析モデル化手法 ........................................................... 181
大阪市立大学 講師 松村 政秀
１０. 実橋箱断面圧縮部材の耐荷力特性評価と基準耐荷力曲線の改訂に関する開発研究（中間報告）........ 193
首都大学東京 教授 野上 邦栄
１１. 橋梁用高性能鋼材のための繰り返し材料構成則の構築と鋼橋の耐震性能評価手法の堤案 ................... 205
名古屋工業大学 助教 海老澤 健正
１２. 軟弱地盤に建設される港湾鋼構造物の耐震性評価に関する研究（中間報告）................................................ 211
早稲田大学 教授 清宮 理
１３. 耐候性鋼橋梁の保護性さび形成と環境因子のモニタリング（中間報告）............................................................. 215
東京工業大学 教授 西方 篤
１４. 大型試験体による箱型鋼長柱の残留応力測定および測定した残留応力に基づく耐荷力曲線の検討 .. 247
大阪大学 准教授 小野 潔

＜一般テーマ研究・建築部門＞
１. 鉄骨平面ラチスアーチのアクティブ制振に関する研究 ................................................................................................ 257
東京工業大学 博士課程１年 箕輪 健一
２. 既存超高層鋼構造建物の長周期地震動に対する部分制振補強設計手法の確立（中間報告） ................ 263
東京理科大学 助教 佐藤 大樹
３. SN 材を用いた溶接組立 H 形断面梁の梁端接合部に生じた脆性破壊の要因解明 ....................................... 269
宇都宮大学 助教 中野 達也
４. 既存鋼構造建築物の長周期地震動対策を目的とした同調型制振補強システムの開発（中間報告）...... 275
東北大学 准教授 五十子 幸樹
５. 鋼構造建物の長寿命化とリユース性を向上させる弾性関節接合の適用性拡大技術の検討..................... 281
東北大学 大学院生 武藤 大志
６. 小型鋼立体骨組の大変形挙動実験と梁座屈後骨組挙動の解明........................................................................... 287
京都工芸繊維大学 准教授 金尾 伊織
７. 再現熱影響部試験と高速引張試験による H-SA700 熱影響部の静的/動的強度の把握 ............................ 295
大阪大学接合科学研究所 講師 崎野 良比呂
８. 露出柱脚基礎梁接合部の設計方法の確立 ..................................................................................................................... 307
神戸大学 博士前期課程 吉松 遼平
９. 地震時応答の弾塑性挙動に起因する設計感度の不連続性を考慮した座屈拘束ブレースを有する鋼構造建物の最適設計.............................................................................................................................................................. 313
京都大学 助教 山川 誠
１０. 現場混用接合形式柱梁接合部の合理的な設計・施工方法に関する研究 .......................................................... 327
神戸大学 准教授 難波 尚
１１. 不同沈下量に対する既存鋼構造骨組の損傷の度合いとその損傷が鋼構造骨組の耐震性能に与える影響について（中間報告） ................................................................................................................................................. 337
呉工業高等専門学校 准教授 仁保 裕
１２. スパンフリーな鋼梁と木造柱の無孔・無穴接合構法の開発（中間報告）.............................................................. 343
岡山理科大学 教授 山﨑 雅弘
１３. Z 型ﾉﾝｺﾝﾌﾟﾚｼｮﾝﾌﾞﾚｰｽ架構の捩れ挙動に関する振動台実験.................................................................................. 347
広島工業大学 教授 高松 隆夫
１４. 振動台実験によるスチールハウス構造の動的性能評価と向上に関する研究 .................................................. 353
中部大学 助教 脇田 健裕
１５. 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（中間報告）.......................... 359
九州大学 助教 松尾 真太朗
１６. 部材の耐力劣化を考慮した超高層建築物の終局耐震性能に関する研究 ......................................................... 367
九州大学院生 小俵 慶太
１７. 引張力と曲げを受けるコンクリート充填鋼管部材の力学的性状に関する基礎的研究................................... 371
九州大学 教授 蜷川 利彦
１８. 座屈を生じる筋違材の制震効果の定量化に関する研究............................................................................................ 379
熊本大学 博士前期課程 林田 洋幸
１９. 偏心を有する重層鋼構造骨組の地震応答性状に関する研究................................................................................. 393
熊本大学 博士前期課程 酒井 快典
２０. 露出型柱脚部における制振ダンパーの取り付け部の設計法―制振ダンパーの低層鋼構造建築物への適用に関する研究― ..................................................................................................................................................... 405
大阪工業大学 専任講師 吉敷 祥一
２１. 摩擦による損傷低減機能を有する直置き型鋼構造建物の開発 ............................................................................. 411
京都大学 京都大学博士後期課程 榎田 竜太

＜重点テーマ研究＞2012 ᖺ ᗘ ࠕ 㗰 ᵓ 㐀 ◊ ✲ ࣭ ᩍ ⫱ ຓ ᡂ ஦ ᴗ ࠖ ࡟ ࡼ ࡿ ࠕ 㔜 Ⅼ ࢸ ࣮ ࣐ ◊ ✲ ຓ ᡂ ࠖ
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ཧ⪃ᩥ⊩
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Case
⿬ἲഃ▮ᯈ
No.
1
2
3
4

0.23
1.53
1.69
1.69
1.69

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Case
⿬ἲഃ▮ᯈ
No.
1
2
3
4

2.5

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3.2

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33

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ᅗ-27(a) እỈ఩ 44.5 cm ᫬ࡢᶍᆺࡢᵝᏊ㸦ᕥ㸸ഃ㠃㸪ྑ㸸⿬ἲ㸧

0.5

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0.3
0.2
0.1
0
0.000

0.200

0.400

0.600

0.800

1.000

1.200

㊥㞳[m]

1.400

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4.4

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34

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5. ཧ⪃ᩥ⊩1)ᜠ⏣ࡽ㸸ᅵᮌᏛ఍➨ 56 ᅇᖺḟᏛ⾡ㅮ₇఍ㅮ₇ᴫせ㞟(CD-ROM)㸪pp.260-261㸪2001㸬
2)ඵᮌࡽ㸸㏱Ỉᛶ▮ᯈࢆ⏝࠸ࡓⰺቨሐࡢᾐ㏱ᔂቯ࡟ᑐࡍࡿ᢬ᢠᛶ⬟㸪ᅵᮌᏛ఍➨ 65 ᅇᖺḟᏛ⾡ㅮ₇఍ㅮ
₇ᴫせ㞟(CD-ROM)㸪pp.945-946㸪2010.
3)ඵᮌࡽ㸸๛ረᛶ᭷㝈せ⣲ゎᯒ࡟ࡼࡿἙᕝሐ㜵ࡢᾐ㏱ᔂቯ᫬้ண

ᡭἲࡢᥦ᱌㸪ᛂ⏝ຊᏛㄽᩥ㞟㸪Vol.13㸪

pp.391-400㸪2010.
4)Domenico,P.A.andMifflin,M.D:Water from lowpermeab- ility sediments and land subsidence, Water Resources
Rese- arch, Vol.1, No.4, pp.563-576, 1965.
5)ᅜᅵᢏ⾡◊✲ࢭࣥࢱ࣮㸸Ἑᕝሐ㜵ᵓ㐀᳨ウࡢᡭᘬࡁ㸪pp.51-56㸪2002.
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35

2011 年度

報告書

急速仮設・再利用性を考慮したモジュール型橋梁システム「ECO-Bridge」の提案と性能保証技術の開発
代表

大阪市立大学大学院工学研究科

山口隆司(株)BMC阿部雅人

埼玉大学大学院理工学研究科

奥井義昭

名古屋大学大学院工学研究科

舘石和雄

九州工業大学大学院工学研究院

山口栄輝

１．モジュラー型橋梁「ECO-Bridge」
従来の橋梁は部材を供用途中で取替えることや，汎用性のあるものを利用するといった概念に乏しく，橋梁固有のものとして最適化されてきた．
そのため,性能が低下した場合の部材交換は，工事費も高価で，施工の難易度も高く，社会に与える影響も大きい．モジュラー型橋梁は，複数のモジュールを接合し，橋梁シ
ステムを構成するものであり，モジュール化されることで，急速架設・施工，易解体，再利用等が容易となる．さらに，汎用性も高くなり，これまで多品
種一品生産に近い橋梁構造物の生産から，少品種大量生産への可能性を含むことから生産価格の低下も期待される．また，長い耐用年数の中で定期点検やその後の詳細点検にかかるコストについても，現地ではなく，工場での点検が可能となり，点検品質も格段に向上することが期待される．定められた期間でモジュールを交換することで常時点検を廃止し，工場での詳細な点検を行うとともに，汎用化された形状とすることにより，再利用かつ大量生産が可能になれば，非常に合理的でありサステイナブルなシステムとなり得る．
このように，著者らが提案するモジュール型橋梁
ECO-Bridge は，高耐久と低ライフサイクルコストを実現し，循環型社会に相応しいサステナブルブリッジと位置づけられる．また，大量に急速架設が可能でかつ，モジュール交換により高耐久性を実現する
ことから，災害復興時の恒久橋梁としての一括採用も可能である．表-1 に ECO-Bridge の特徴および利点をまとめる．
表-1 ECO-Bridge の利点
特徴
性能低下したモジュールを短期間で交換する
永久構造部はメンテナンスフリーの構造とする
取り外したモジュールは工場での点検・補修を行う
点検後のモジュールは他の ECO-Bridge のモジュールとして再利用する
機能ごとにモジュール化されている

利点
ECO-Bridge 全体として現場での詳細な点検を廃する
点検品質の向上
汎用化による大量生産
部材のサイクルを生む
拡幅や架け替えが容易になる
急速施工性の向上
災害時の恒久応急橋の適用にはモジュールの易点検性，易交換性，易性能回復性が求められる．そのため，以下のような条件を加えて考慮しなければならない．
・ 2 車線 3 主桁とし，床版モジュール交換時に主桁と床版モジュールが干渉しないような主桁配置とする．
・ 床版モジュール交換時の施工性に配慮して検査路を設置する．
・ 点検時の通行性を確保する観点から横桁上面と床版下面のクリアランスとして 400m 以上を確保する．
・ 易交換性，汎用性を考慮し，床版モジュールの基本サイズを 2.5m×5.0m とする．
・ 床版モジュールは鋼床版モジュールとし，横リブには，製作性，維持管理性を考慮してバルブリブ形式を採用する．
これらを考慮した ECO-Bridge のイメージを図-1 に，一般部の断面構成を図-2 にそれぞれ示す．
ECO-Bridge の概略設計については 2010 年度最終報
告書 1)を参照されたい．

永久構造部（主桁，中間横桁）
長い供用期間（100 年）とする
ため高耐久性を有する．

交換構造部（床版，桁端部）
供用期間（10 年）が過ぎれば損傷の有無に関わらず交換．

図-1 ECO-Bridge のイメージ

一般的に橋梁に要求される性能以外に ECO-Bridge

37

9700

床版モジュー

700

横リブ

1000

500

2740

検査路
クリアランス
400mm

3850

中間横桁

図-2 主桁断面図（mm）

図-1 に示すように，ECO-Bridge は，耐用年数の間，交換せず，点検・維持管理において負担とならない
永久構造部（具体的には主桁，横桁構造など）と，これまで損傷や劣化が問題となってきた床版，支承，伸縮装置，桁端などの交換構造部から構成され，この交換構造部をモジュールと呼んでいる．

求めた変位と回転角を境界条件として与え，応力状態を再現した．そして，コンクリート充填の効果や問題点の把握を行い，耐久性を有する主桁構造について議論する．FEM 解析には，汎用コード Abaqus を用いる
2)．

２．研究目的
本研究では，前章で述べた ECO-Bridge を実現するために，①永久構造部である主桁構造の合理化，②鋼床版モジュールの提案，③地震時エネルギーを吸収できる桁端モジュールの可能性の検討，④モジュール間継手として期待される高力ボルト引張継手の疲労強度に関する検討，⑤リスク評価と冗長性確保のための手法に関する検討を中心に行う．

輪荷重
応力集中

コンクリートの
引張応力

Y

30m
変形量取得箇所

中間横桁

X

図-8 部分モデル化範囲

3.85ｍ

中桁

3.85ｍ

着目点（支間中央の中桁）

可動支承

図-4 等価格子解析モデル（平面図）

固定支承

横桁間隔 5ｍ

床版

３．３．FEM 解析による主桁構造部の検討
主桁構造を検討する部分モデルとして図-5 に示す
解析モデルを作成した．鋼桁はシェル要素，コンクリ
ートはソリッド要素，スタッドおよび孔明き鋼板ジベ
ルについては線形バネ要素でそれぞれモデル化している．中桁の首ふり挙動や負曲げ状態時を再現するために，主桁の中桁をモデル化した．橋軸方向の幅は横桁・横リブのたわみによって中桁に作用する荷重が緩和さ

主桁(a)首ふり挙動発生時

３．２．主桁構造における断面力と変形量の算定
本解析では，文献 1)で行われた概略設計をもとに主桁，横桁，横リブ，縦リブ，側縦桁，ブラケットの 6
つの断面定数を求め，弾塑性有限変位解析プログラム
EPASS/USSP にて橋梁全体の等価格子解析を行う． 図-4 に本研究で用いた ECO-Bridge の等価格子解析モデ
ルを示す．
断面力が大きくなる中桁の支間中央点を着目点とし，そこに最も不利な輪荷重載荷位置を解析によって求めた．荷重条件は，死荷重に加え T 荷重 3)を載荷し，首ふり挙動については，着目点の作用せん断力が最大となる場合，コンクリートに作用する引張応力については，着目点に作用する負曲げモーメントが最大となる場合について評価した．

主桁間隔

３．主桁構造部の合理化
３.１．背景および検討方針
ECO-Bridge の主桁構造部は永久構造部に位置付けられており，高い耐久性求められる．しかし主桁構造
部には図-3(a)に示すようなデッキプレートの変形や，中間横桁が主桁を拘束することによる垂直補剛材への応力集中が懸念される．
そこで，主桁の剛性を高め，変形量を抑制するため，コンクリート充填構造を有する主桁構造を採用することとした．
コンクリート充填にあたっては図-3(b)に示
すように引張応力の発生が懸念されるため，これらにも配慮した構造について検討する．
輪荷重

主桁構造部

(b)負曲げ状態時

図-3 主桁構造の問題点検討にあたって，橋全体を簡略化した等価格子解析を行い，首ふり挙動時および負曲げ状態時の中桁の支間中央の断面力，変形量を算出する．そして，主桁構造の詳細な部分モデルを作成し，等価格子解析により

38

れることを考え主桁間隔の半分をモデル化した．
また，
橋軸直角方向の幅は格子解析に用いた横桁の有効幅を取り出した．
横桁の有効幅
コンクリート充填部（ソリッド要素）
対称条件

表-3 解析に用いたスタッドおよびコンクリート

橋軸直角方向

スタッド

変位
回転角
作用点

設計定数を表-5 に，PBL のせん断力－ずれ変位関係を
図-8 にそれぞれ示す．また，鋼・およびコンクリートの材料定数を表-6 に示す．
図-4 に示した等価格子解析結果にもとづき，負曲げ状態時の変位とたわみ角を境界条件として入力した．

図-11 取出し箇所

主桁間隔の半分19mm
90mm

Vssud ：設計せん断耐力

87.2kN

Vssud / 3 ：29.1kN

コンク
リート

変位
回転角
作用点

d ：軸径
t ：高さ

図-5 部分モデル

表-2 解析ケース

f tk ：引張強度

2.2N/mm2

付着の再現

PBL
（剛なばね要素）

ばねの方向

スタッド
（柔なばね要素）yzx

ずれ（x 軸）方向

300

1.00×1012

引き抜き（y 軸）方向

100

1,520

ずれ（z 軸）方向

300

1,520

yz
x

鋼I桁

Case2-1
Case2-2
Case2-3

コンクリート充填
鋼Ｉ桁

スタッド

静止摩擦係

一体化（剛結）スタッド 1 本当りのせん断力(kN)

Case1

30N/mm2

表-4 ずれ止めのばね剛性（kN/mm）

解析ケースの内訳を表-2 に示す．Case1 が基本ケースであり，Case2 はコンクリートを充填した構造(提案構造)であり，コンクリートと鋼板の付着の取り方を変えた 3 ケースを設定している．これらのケースの構造
詳細を図-6 に示す．

主桁形状

f ck ' ：設計圧縮強度

スタッド（柔なばね）
スタッド（柔なばね），PBL（剛なばね）

スタッド

PBL

90
80

y

70

Vssud

87.2kN

50

Vssud / 3 29.1kN

40
30
20
10
0
0

静止摩擦係数 0.6

300.8x

60

1

2

3

4

5

ず れ 変 位(a)スタッド(b)スタッド・ PBL 併用
図-6 コンクリート充填部の付着の再現

図-7 スタッドのせん断力-ずれ関係付着を表すばね剛性は複合構造標準示方書 4)より，
ずれ止めのせん断耐力の 3 分の 1 までの，せん断力とずれ変位の関係を線形近似し，その際の傾きをばね剛性とした．なおスタッドの引抜き方向のばね剛性は文献 5)より引用した．PBL の孔あき鋼板表面，垂直方向のばね剛性は，孔を介して連続しているため剛とした．
図-6 に示す側面のスタッド本数は等価格子解析から決定される断面力に対して決定した．
解析に用いたスタッドおよびコンクリートの設計定
数を表-3 に，解析に用いたずれ止めの剛性を表-4 に，スタッドのせん断力－ずれ変位関係を図-7 に，PBL の

39

PBL1 孔当りのせん断力(kN)

180y 1518 x

160
140
120
100
80

V psud / 3 58kN

60
40
20
0
0

1

2

3

4

ず れ 変 位図-8 PBL のせん断力-ずれ関係

5

表-5 解析に用いた PBL
d p ：孔径
70mm

t ：高さ

90mm

V psud ：設計せん断耐力

175kN

V psud / 3

58kN

Y
X

鋼

200000

0.3

28000

0.2

最大主応力・
最小主応力

ポアソン比

コンクリート３．４．解析結果と考察
表-2 に示す合計 4 つのケースに対して首ふり状態時と負曲げ状態時を再現した．首ふり状態時の全体変形
図を図-9 に，負曲げ状態時の全体変形図を図-10 に示す．

(N/mm2)LL

LR

Case2-1

Case2-2

200

引張部

圧縮部

150
100
50
0

UL

LR
LL

-50

-100
-150

UR

case1
case2-1
case2-2
case2-3-200

図-12 着目箇所における最大・最小主応力の比較
着目箇所での応力に関して，Case2-1 は Case1 と差が見られない．ずれ止めにスタッドを用いた Case2-2 では，全ての着目箇所で応力の低減が確認できる．一方，
PBL を用いた Case2-3 では，着目箇所 UR を除いて
Case2-1 とほぼ同じ値となっている．また，負曲げ状
態時におけるコンクリートの引張応力は，許容引張応
力を超えており,引張力を負担する補強筋の必要性が確認できる．
図-13 に上フランジ応力およびコンクリート充填部の鋼板の変形状態を示す．
図-13 より，Case2-2 の隅角部に比較的高い応力が発生していることが確認できる．これはスタッドでの結合が完全剛結に比べ緩い結合であり，箱型鋼板下面にコンクリートとのわずかながらの離間が生じる．この隅角部の高い応力は鋼板の変形に起因していると判断できる．

図-9 首ふり挙動発生時の主桁構造変形図（200 倍）

図-10 負曲げ状態時の主桁構造変形図（200 倍）
主桁の首ふり挙動時の垂直補剛材端部の応力を図-11 に示す 4 つの着目箇所で比較した．着目箇所での最小主応力（圧縮部）と最大主応力（引張部）をともに図-12 に示す．

(Case2-1) 結合

UR

図-11 首ふり挙動発生時の主桁構造変形図（200 倍）

表-6 材料定数
弾性係数（N/mm2）

UL(Case2-2) スタッド

(Case2-3) PBL

図-13 コンクリートと鋼の付着状態別の上フランジ面の水平向応力(変形 200 倍)

40

スタッドの引抜き方向のばね剛度はずれ方向のそれと比較すると低いため，この部分に高い応力集中が懸念されていたが，本解析により，設計荷重には十分耐えることができることがわかった．また，図-13 より Case2-3 ではずれ止めに PBL を採用していることから上フランジ面の発生応力が低減している．
負曲げによるコンクリート上部に発生する引張応力については，Case2-1 では主桁とコンクリートが一体となって挙動することにより，高い引張応力が発生している．他のケースではスタッド付近には高い応力が発生しているものの，内部に高い引張応力は伝達されていない．その結果，引張応力は上フランジが負担している．

ることで対応が可能である．
４．鋼床版モジュールの検討
４．１．鋼床板の合理化
ECO-Bridge が設定している床版モジュールの供用期間を考えると，従来の橋梁に使用されている床版ではオーバースペックとなる．そのため，本研究では適切な ECO-Bridge の鋼床版モジュールについて検討する．
ECO-Bridge では，モジュール部材の交換によって高耐久性を確保することとしており，モジュール部材は10 年を耐用年数としている．モジュール部材のひとつである鋼床版モジュールも 10 年程度の耐用年数でよいとすると耐久性の確保の観点から決められている規定を有する道路橋示方書に従った鋼床版はオーバース
ペックとなる．道路橋示方書における鋼床版に関する規定は，床板の縦リブ間隔と密接に関係しており，最小板厚はデッキプレートの溶接ひずみの抑制や強度，
舗装の劣化に対して配慮して車道部では 12mm と定められ，現在では，16mm が推奨されている．この最小

３．５．まとめECO-Bridge の主桁構造部の応力状態を FEM 解析によって求め，主桁構造部の最適化について検討した．
１）コンクリート充填による，首ふり挙動時の応力低減効果は確認できなかった．原因としては，横リブの剛性が大きいためと考えられる．したがって，たわみ
制限を満足する範囲で横リブ断面の一層の小型化が可能であると考えられる．
２）コンクリート充填部にずれ止めを用いることにより，鋼とコンクリートに離間が生じ垂直補剛材端部の発生応力の低減が観察された．
３）負曲げ状態時にコンクリート上部に生じる引張応
力に対して，鉄筋等の補強材を断面内に適切に設置す

軽量化のためバルブリブを採用

床板厚： t図-14 ECO-Bridge の床版詳細

表-7 床板厚の違いによる応力・たわみの違い
縦リブ計算結果一覧表

単位

曲げ応力度σ U
曲げ応力度σ L
t=16 せん断応力度τ
合成応力度κ
たわみδ
H14道示による必要デッキ厚
曲げ応力度σ U
曲げ応力度σ L
t=12 せん断応力度τ
合成応力度κ
たわみδ
床版厚H14道示による必要デッキ厚（mm）
曲げ応力度σ U
曲げ応力度σ L
t=10 せん断応力度τ
合成応力度κ
たわみδ
H14道示による必要デッキ厚
曲げ応力度σ U
曲げ応力度σ L
t=10
横リブ せん断応力度τ
400×16 合成応力度κ
たわみδ
H14道示による必要デッキ厚

N/mm2
N/mm2
N/mm2
mm
mm
N/mm2
N/mm2
N/mm2
mm
mm
N/mm2
N/mm2
N/mm2
mm
mm
N/mm2
N/mm2
N/mm2
mm
mm

7本（390mm）
発生値
許容値
-53
≦
140
126
≦
140
29
≦
80
0.95
≦
1.2
1
≦
2.3
16
≧
15
-64
≦
140
132
≦
140
29
≦
80
1.02
≦
1.2
1.1
≦
2.3
12
<
15
-73
≦
140
135
≦
140
29
≦
80
1.08
≦
1.2
1.2
≦
2.3
10
<
15
-75
≦
140
139
≦
140
29
≦
80
1.12
≦
1.2
1.6
≦
2.3
10
<
15

41

縦リブ本数（間隔）
6本（468mm）
5本（585mm）
発生値
許容値 発生値
許容値
-55
≦
140
-59
≦
140
131
≦
140
142
＞
140
27
≦
80
28
≦
80
0.99
≦
1.2
1.16
≦
1.2
1.1
≦
2.3
1.1
≦
2.3
16
＜
18
16
＜
22
-57
≦
140
137
≦
140
27
≦
80
1.07
≦
1.2
1.2
≦
2.3
12
＜
18
-76
≦
140
141
＞
140
27
≦
80
1.13
≦
1.2
1.2
≦
2.3
10
＜
18

0.3
面 0.28積
当 0.26
たり 0.24の鋼 0.22重0.2
2(t/m )

16mm

12mm
10mm
床版厚

10mm

0.3
面
積 0.28当0.26
たり 0.24の鋼 0.22
重(t/m2) 0.2
6本

横リブ
400×16

5本
縦リブ本数

4本

図-15 床版厚・縦リブ本数別の面積当たりの床版重量の変化
床版厚に関する規定は溶接部の疲労亀裂に対する配慮から決定されており，10 年の耐用年数を考えると，「過去の規定に立ち返るか」（最小板厚，
たわみ抑制の緩和），「合理化構造を追及する」（小数部材化）の選択となる．
さらに，鋼床版のモジュール化の観点から材片数の軽減や製作，施工手間の軽減も重要となる．
本研究では，鋼重減に最も効果的と考えられる鋼床
版厚の薄肉化と縦リブ間隔の見直しに着目して検討することとした．
図-14 に ECO-Bridge の提案する鋼床版モジュールを示す．リユースを想定していることから，耐久性にも配慮する必要があるため，縦リブは U リブではなく，
バルブリブとしている．
４．２．解析手法と結果の考察
縦リブ本数と鋼床板厚をパラメータとして格子解析を行い，合理的な鋼床版構造について全体重量を比較することにより検討した．
前章の検討から，横リブ断面には余裕があることが
想 定されるため，横リブの断面形状は 図 -2 よ り
ECO-Bridge の主桁形状等を考慮した 500×9 と小型化を検討した 400×16 の２つのサイズについて検討した．
表-7 に鋼床版厚と縦リブ本数をパラメータとして時の鋼床版縦リブに発生する応力とたわみの比較を示す．表より許容応力やたわみの許容値を満たす範囲内
で床板厚の削減が可能であることがわかる．
図-15 に縦リブ本数を 7 本とした時の鋼床版厚の違いによる単位面積あたりの鋼重比較および鋼床版厚を16mm とした時の縦リブ本数の違いによる単位面積あたりの鋼重比較を示す．図より縦リブ本数を減らすよ
りも床板厚を薄くする方が床版鋼重の低減に効果的であることがわかる．
また S-N 曲線の傾きを 3：1 とし，t=16 のときの疲労寿命を 1 とすると，t=12 は 0.75，t=10 は 0.63，t=10(横リブ 400×16)は 0.59 となる．仮に t=16 の時の鋼床版の疲労寿命が 100 年であると仮定すると，t=12 では 75
年，t=10 では 63 年となり，想定している耐用年数である 10 年を十分超えている．

５．地震時エネルギーを吸収できる桁端モジュールの可能性の検討５．１．背景2011 年のチリ地震では，桁端部に端横桁等の部材を有しない橋梁に多くの損傷が見られた．すなわち，地震時には桁端部の部材には大きな力が作用することか
ら桁端部の部材が重要な役割を果たしていると考えられる．そこで，この観点から，桁端モジュールによる地震エネルギーの吸収の可能性について検討する．
５.２．解析対象橋梁および解析概要
標準的な橋梁として，文献 6)の橋梁を対象とした．
対象橋梁は，橋長 34 m，有効幅員 8.5 m の単純活荷重
合成Ⅰ桁橋で，主桁４本を有している．ここでは，この橋梁の端横桁を解析対象とした．端横桁の構造諸元を図-16 に示す．
端横桁に地震エネルギーを吸収させる手法として
端横桁ウェブパネル中央に孔を明けることを考えた．
孔の大きさは 440 mm×600 mm，530 mm×725 mm，619 mm×886 mm，707 mm×1047 mm の計４種類を考え設定した．これらの孔を有する端横桁を，孔の小さい方から孔Ａ～孔Ｄと呼ぶこととする．
このように作成した端横桁モデル（孔 A～孔 D）に，

1450

1700

2550×3(a) 側面図
10
9
1450

10
220

(b) 断面図

図-16 端横桁（単位 mm）

42

地震荷重を想定した図-17 に示す水平荷重を作用させ，複合非線形解析を行い耐荷力を計算した．解析には汎用構造解析コード ABAQUS7)を用いる．
本橋梁は，SM490Y および SM400 の 2 種類の鋼材が使用されている．本解析で与えたヤング係数 E，ポア
ソン比νはいずれの鋼材に対しても，それぞれ 2.06×
105 N/mm2 ，0.3 とする．降伏点は鋼材 SM490Y が355N/mm2，鋼材 SM400 が 235 N/mm2 とする．また，構成則には二次勾配が E/100 のバイリニア型を用いる．

おく必要がある．モジュール間の継手形式としては様々なものが考えられるが，組立や解体の容易性から，高力ボルト引張接合もその有力な候補の一つである．
高力ボルト引張接合については JSSC から設計指針 8)が示されている．しかし，土木構造物において，高力
ボルト引張接合を，桁などの比較的変動応力の大きな部材の継手に使用した例はほとんどなく，その疲労強度については十分に解明されているとはいいがたい．
そこで，高力ボルト引張接合継手に対する疲労試験を行い，現在の指針の妥当性や課題について検討した．

５.３．解析結果と考察
解析から得られた水平荷重と水平変位との関係を
図-18 に示している．水平変位は，中央の端横桁上フ
ランジ中央点の値である．図中の H，He はそれぞれ水平力，設計地震力（Kh=0.25 の場合）である．
端横桁に明ける孔が大きくなるにつれて耐荷力が減少していることが確認できる．一方，ピーク後の耐荷力低下は，孔が大きくなるほど小さくなっている．
今後さらなる検討が必要であるが，孔を設けた横桁を適切に設計することにより，端横桁による地震エネル
ギー吸収の可能性はあると判断される．また，端横桁をモジュール化することで，地震後の復旧を容易に行うことができると考えられる．

６．２．土木構造における現行の高力ボルト引張接合
継手の設計に関する指針
現在の設計指針 8)における，ボルト軸力の計算方法
は以下の通りである．ボルト軸力 B は，ボルト 1 本あたりに作用する外力Ｐと初期導入軸力 B0 の大小関係
により，次式で計算する．

B

B0 (1 p )

(P

B0 )

P(1 p)

(P

B0 )

(1)

ここで p はてこ反力係数であり，ボルト 1 本あたりの作用力，初期ボルト軸力，フランジ厚，フランジ幅，
ボルト径により算出する．
一方，フランジの応力は，図-19 に示すような力の釣合を考え，T フランジを梁とみなして計算する．図
中の R はてこ反力であり，B はボルト軸力である．てこ反力はフランジの先端に，ボルト軸力はボルト中心に集中荷重としてモデル化している．
まず P≧B0 の場合，T フランジのウェブ結合位置での曲げモーメント Mw は図-19(a)を参照して次式で求めることができる．

図-17 水平荷重

Mw

R(a b) Bb(2)

ここで，R=pP，B=R+P であるため，これを上式に代
入すると，

Mw

(ap b) P(3)となる．P<B0 の場合には継手面に初期ボルト軸力により生じた接触力 C=B0-P が存在していることを考慮し，
図-19(b)を参照して同様に計算すると，
図-18 端横桁の耐荷力

Mw

apB0 bP(4)が得られる．これらにより，フランジの曲げ応力 σwfは式で与えられる．

６．引張接合継手モジュールの疲労検討
６．１．モジュール間継手構造
橋梁のモジュール化をはかるためには，モジュール間の継手構造の力学的安全性について詳細に検討して

wf

6M w
wt 2

ここに，w はフランジの板幅である．

43

(5)

P≧B0

若干の肌すきが存在していたことなどが原因と考えられる．シリーズ 2 では応力のばらつきは比較的小さくなっている．得られた応力の平均値に M20 の有効断面
積 245mm2 を乗じると，ボルト軸力はシリーズ 1,2 でそれぞれ 123kN，136kN となり，設計軸力よりは小さな値となっていた．

P<B0

MW

MW

t

t
R=pP

R=pB0

B=R+P
a

B=B0+R
C=B0-P

b

フランジ

ウェブ
CH8（横）

a

b

CH7
( 外側）

(a)P≧B0 の場合(b)P< B0 の場合

ボルト

表- 8 ボルト締付け完了時の応力
CH

50

5

5
110 210250

80 180

250
50
50
64
64
シリーズ1

1

2

3

4

5

6

7

8

平均

シリーズ 1

706.3

672.6

330.6

357.8

592.2

497.4

382.2

495.2

504.3

シリーズ 2

524.2

621.8

×

618.8

490.4

538.8

569.0

528.0

555.9

６．３．静的載荷試験
疲労試験に先立ち，それぞれのシリーズについて，荷重を変えて 3 体ずつ静的載荷試験を行った．図-22に荷重とボルト軸力との関係を示す．なお，ボルト軸力はボルト締付け時の応力をゼロとし，静的載荷によって生じた応力のみを示している．
荷重とボルト軸力とは線形関係にはなく，ある荷重まではほぼゼロまたは若干の増加を示すにとどまり，荷重が大きくなると急激に増加する傾向を示している．これは外力が小さい場合には材間圧縮力の減少でそれと釣り合い，外力が材間圧縮力を上回るとボルト
軸力の増加で抵抗するという引張接合継手のメカニズ
ムによるものと考えられる．また，ウェブに近い側の応力（黒丸）が大きく，ウェブから遠い側の応力（青丸）が小さくなっており，側面の応力（赤丸）はその中間にある．これは，ボルトに曲げが生じていることを示している．ボルト 1 本あたりの導入軸力の計測値
はシリーズ 1，2 で 123kN，136kN であり，これを単純にボルト 2 本分に換算すると 246kN，272kN となる．
ボルト軸力の急増がみられる際の荷重はこれよりもかなり小さいが，これは主にてこ反力の影響によるものと考えられ，これを精度良く評価する手法の開発が必要である．
シリーズ 2 のボルトの応力はシリーズ 1 のそれと比較して 7 割程度となっており，ボルト間隔が狭くなることでボルトに発生する応力が小さくなっていることがわかる．式(1)で示した設計指針のボルト軸力算定式には，ボルト間隔はパラメータに含まれていないが，ここでの結果はボルト間隔の影響を考慮する必要があることを示唆しているものといえる．

5022（b）継手平面図

図-21 ボルトのひずみゲージ貼り付け位置

28 28

ゲージ

CH3
( 外側）
CH4（横）

溶接ビード（a）ボルト６．２．試験体およびボルトの締付け
試験体は図-20 に示すスプリット T 継手である．ウ
ェブとフランジの溶接は完全溶込み溶接とした．試験
体は 2 シリーズとし，ウェブの寸法およびフランジの板厚は同一であるが，ボルト間隔を 110mm と 80mmに変化させた．以下，それらをシリーズ 1，2 と呼ぶ．
シリーズ 1 はボルト間隔を大きめにとることで，フランジの曲げ変形を大きくし，フランジ側の溶接止端部からの疲労破壊を想定して設計したものである．シ
リーズ 2 ではボルト間隔を狭め，ボルトにより大きな負荷がかかるようにした．シリーズ 1, 2 ともに，それぞれ 3 体の試験体に対して試験を行った．
ゲージ

CH1
( 内側）

CH5
( 内側）
CH6（横）

図-19 継手に作用する力

フランジ幅 64mm
フランジ厚
28mm
ウェブ厚
22mm

CH2（横）

30mm

シリーズ2

図-20 試験体の形状・寸法(mm)
高力ボルト F10T, M20 を，トルクレンチおよびシャーランナーを用い，トルク法により締付けた．あらかじめ試験体のフランジにマーキングを施し，ボルトが孔の中央に位置するように注意した．一次締めとして108.9kN，本締めとして 181.5kN の軸力を目標として締付けた．
図-21 に示すように，ボルトヘッドの下方 30mm 位
置において，ボルト軸の 4 方にひずみゲージを貼付けた．ひずみゲージによる計測は各シリーズで 1 体ずつ行った．本締め完了後にひずみゲージによって求められた応力を表- 8 に示す．
ボルト軸の応力は計測位置に
よってばらつきが大きい．シリーズ 1 においては CH1と CH5 のウェブに近いで比較的応力が高く，ウェブから遠い CH3 と CH7 での応力は小さくなっている．これは，溶接によって試験体に変形が生じ，締付け前に

44

100

100

内側

ch1(内)

ch1(内)ch2(横)横ch4(横)

ch4(横)
ch5(内)
ch6(横)
ch7(外)

ch6(横)
ch7(外)
ch8(横)

外側

ch8(横)

横ch5(内)

応力(MPa)応力(MPa)内側

ch2(横)

ch3(外)

外側

0

0
0

100
荷重 (kN)

200

0

100
荷重(kN)

200(a) シリーズ 1(b)シリーズ 2300

図-22 荷重とボルト軸力の関係
表-9，表-10 に，シリーズ 1 および 2 の各位置での応力の計算値と計測値の比較を示す．計算値とは前述
した指針に従って算出した値である．ボルト応力の計
測値とは 8 箇所の応力の平均値である．また，シリー
ズ 2 のフランジ応力については，図-20 に示すようにゲージが試験体中央に設置できなかったため，参考値として示した．以下に示す計測結果は，次項で示す疲
労試験での最大荷重を載荷した際のものである．最大
載荷荷重はボルト軸力が比較的大きくなる領域として，約 200kN 以上の荷重として設定した．
シリーズ 1 のフランジ応力に着目すると，荷重が195kN のときには計算値と計測値とが比較的一致しているが，荷重をそれよりも大きくすると，計算値はわ
ずかな増加に留まるのに対し，計測値は急激に増加し，両者は乖離する．これは，計算値が梁の曲げ応力として与えられるのに対して，実際にはボルト孔による断面減少や，ナットやボルト頭，溶接ビードの存在による断面増加が存在し，局所的に複雑な変形状態となっているためと考えられる．また，計算にはボルト軸に生じる曲げの影響を考慮していないことも原因であると考えられる．これらより，フランジ応力の設計方法には改良の余地があるものと考えられる．シリーズ 1のボルト応力については，計算値と計測値には差があるが，わずかな荷重の増加によってボルト軸力が急増する傾向は一致している．
シリーズ 2 のフランジ応力は直接の計測ができておらず，また，シリーズ 1 での結果を考慮すると計算値の信頼性は低いと考えられるため，その傾向を捉える
ことはできない．前述のように，シリーズ 2 のボルト
応力はシリーズ 1 のそれと比較して小さく，また，計表-9 シリーズ 1 の応力の比較

表-10 シリーズ 2 の応力の比較

試験

荷重

体

(kN)

着目位置

計算値

計測値

試験

荷重

(MPa)

(MPa)

体

(kN)

2

3

計算値

計測値

(MPa)

(MPa)

フランジ応力（ゲージ位置）

-45

5

番号

番号
1

着目位置

195

230

265

1

230

フランジ応力（ゲージ位置）

43

40

フランジ応力（溶接止端部）

101―

フランジ応力（溶接止端部）

23

―

ボルト応力

17.8

25

ボルト応力

53

25

ウェブ応力

138

127

ウェブ応力

163

157

フランジ応力（ゲージ位置）

50

85

フランジ応力（ゲージ位置）-52

6

フランジ応力（溶接止端部）

119―

フランジ応力（溶接止端部）

25

―

ボルト応力

43

67

ボルト応力

93

55

ウェブ応力

163

152

ウェブ応力

188

180

フランジ応力（ゲージ位置）

58

160

フランジ応力（ゲージ位置）-53

6

フランジ応力（溶接止端部）

138―

フランジ応力（溶接止端部）

26

―

ボルト応力

94

―

ボルト応力

101

64

ウェブ応力

188

152

ウェブ応力

192

182

2

3

45

265

270

算値と比較しても小さいことがわかる．よって，現在のボルト軸力の計算方法についても，ボルト間隔の影
響を取り込むなどの改善が必要であると考えられる．
６．４．疲労試験とその結果疲労試験は動的最大能力±300kN の油圧サーボ式疲
労試験機を用いた．最小荷重をほぼゼロとし，最大荷重を 3 パターンに変えて実施した．繰返し荷重は sin
波とし，周波数は 3Hz である．載荷は試験体が破断するまでか，
繰返し回数が 5 百万回に達するまで行った．
また，数体の疲労試験の結果，ウェブの溶接止端からの破壊が確認されたため，その後の試験においてはその止端をグラインダーによって仕上げてから疲労試験を実施した．
疲労試験結果を表-11 に示す．破断位置は，ウェブの溶接止端，フランジの溶接止端またはボルト軸であった．それぞれの破壊状況を図-23 に示す．フランジの溶接止端からの破壊形態は独特で，フランジの止端から発生した疲労き裂がフランジ板内にあまり進展せず，直ちに荷重と直角な方向に進展した結果，溶接部
でフランジ板がえぐり取られるような形態であった．

位置から破壊が生じている．シリーズ 1 と 2 では荷重範囲は同レベルであるが，このように破壊性状に大きな差が生じた．これは，ボルト間隔を狭くしたことにより，フランジやボルトに生じる応力が小さくなり，
相対的にウェブの応力によって疲労強度が決定づけられたものと解釈することができる．
ウェブの止端から生じた疲労破壊は，ウェブの公称応力によって照査が行える比較的単純な破壊形態であるのに対し，
フランジ止端およびボルト軸での破壊は，引張継手の複雑な応力性状が関与するものであり，現時点ではその照査は困難であるといえる．

破面

側面

疲労き裂

(a)ウェブ止端からの破壊

表- 11 疲労試験結果のまとめ
シ

試験

最大

最小

破断回

破断位置

リ

体番

荷重

荷重

数

ー

号

(kN)

(kN)

1

195

5

667000

ウェブ止端

2

230

9

584615

フランジ止端3265

5117917

ボルト軸

上面

側面

疲労き裂

備考

(b)フランジ止端からの破壊
図-23 破壊形態

1

Nominal Stress Range (MPa)

ズ

ウェブ止端
仕上げ

2

1

230

3

500000

破断せず

0
2

265

4

124101

仕上げ
ウェブ止端

3
3

270

5

278968

ウェブ止端

ウェブ止端
仕上げ

ウェブ止端

シリーズ 1 では 3 体の試験体で異なる位置から破断が生じた．荷重が小さい場合にはウェブの止端から，荷重が大きな場合においてはフランジの止端およびボルト軸からの破壊が生じた．応力計測結果から，ウェ
ブの応力は荷重とほぼ比例関係にあるが，フランジ止端での応力やボルト軸の応力は荷重が大きくなると急激に増加するため，破壊箇所が異なったものと考えられる．
シリーズ 2 では 2 体がウェブの止端からの破壊となり，1 体は破断しなかった．とくに試験体 2 において
は，ウェブの止端仕上げを行ったにもかかわらずその

10

2

D
E
F

as−welded
finished
10

1

10

4

5

6

10
10
Number of Cycles

107

図-24 疲労試験結果（ウェブ止端破壊）
ウェブ止端から破壊が生じた試験体のみを抽出し，ウェブの公称応力範囲で整理した疲労試験結果を図-24 に示す．JSSC の疲労設計指針 9)によれば，対象とする継手の疲労強度等級は，非仕上げの場合で E 等級，
仕上げた場合で D 等級である．本試験結果は，非仕上
げ，仕上げの場合とも，JSSC の強度等級を満足しており，かつ，仕上げた場合の疲労強度が非仕上げのもの

46

よりも高くなっている．よって，ウェブ止端を対象とした疲労照査は，現在の設計指針に基づいて行うことができると判断される．

が，これを直接予測・評価するには，使用状況を含め，大きな不確定性が生じるため，設計に直接用いることが困難である．したがって，定量的な計測や予測が容易な，代替的な指標によってリスクを設計に反映させるのが望ましい．
そこで，定量評価が可能で，かつ，死傷との物理的因果関係が考えられる橋の変位をリスク指標として採用し，図-25 のようなリスクカーブを想定することとした．耐荷力評価は，荷重の超過を防ぐことに主眼があり，耐荷力を向上させることで荷重超過などの問題
事象の発生頻度を下げることに貢献できることから，
リスクカーブを下に下げる効果があると考えられる．
それに対して，発生頻度は変わらないとしても，変形を抑えるような対策を行えば，リスク低減上は同様な効果が得られると考えられる．変形を抑える対策の具
体的なものとしては，落橋防止装置や亀裂進展を抑える当板などがあげられる．これらの対策は，橋梁シス
テムに冗長性を付与する働きもある．このように，リスクに基づいた評価をおこなうことで，耐荷力向上に加え，冗長性の向上を定量的に評価することが可能となる．

６．５．まとめ
現在の指針の設計式では，ボルト応力やフランジ応
力を精度良く予測することはできなかった．ボルト間隔が小さい場合，フランジやボルトに生じる応力が小さく，相対的にウェブの応力が支配的となったため，
疲労破壊はウェブの溶接止端部に生じた．ボルト間隔が大きい場合には，荷重のわずかな増加によってフランジやボルトに生じる応力が急増するため，荷重が大きな領域でフランジ止端やボルト軸での疲労破壊が生じた．
ウェブ止端から生じる疲労破壊は，ウェブの公称応力を用いることにより，現在の疲労設計指針で照査可能であることが確認できた．
材間圧縮力が効いているような比較的小さな荷重の繰返しを受ける場合には，ウェブの溶接部が疲労上の弱点になるため，それに対して疲労照査を行えば安全であるといえる．しかし，それを超えるような大きな
荷重の繰返しを受ける場合の疲労照査手法はなく，これを明らかにするためには，ボルトやフランジの応力が急増し始める荷重の推定手法や，その際のフランジやボルトの応力の算定手法を明らかにする必要があ
る．

発生確率

耐荷力向上

冗長性向上

変位

７．ECO-Bridge 実現に向けて
７.１．新技術の導入
ECO-Bridge は，それ自体新たな橋梁形式であり，特に再利用性や施工性に配慮した新継手構造や構造物内での継手の配置が重要である．これらの新構造の導入に当たっては，安全性・信頼性の評価が重要である．
しかしながら，現行の性能評価技術は，既存の構造形
式を前提として構築されている．また，継手の設計は経験的な仕様的規定に基づいているところが大きく，新構造の導入は容易ではない．そこで，安全性・信頼性を，その目標であるリスク水準に基づいて評価することができれば，新旧の構造性能を統一的に評価することが可能となると考えられ，リスクによる性能評価に向けた検討を行わなければならない．

図-25 安全性と信頼性を評価するためのリスクカーブECO-Bridge において，具体的に冗長性を考えるために，表-12 のような設計クライテリアを考案した．破壊後にどの程度の変形が生じるかを想定したものであり，重要度が高いものを A，中程度のものを B,低いものを C としている．一般に，破壊は荷重満載状態において発生するとは限らず，むしろそういう事例は稀である．そのため破壊後冗長性評価に必ずしも設計荷重
D+L をそのまま用いる必要はないと考えられる．例えば，α=0.5，β=0～0.5，γ=0 というような値を用いるのが一案である．交通量が多い場合には，事故・災害時であっても設計活荷重の半分程度，交通量が少ない

７．２．リスク評価と冗長性（リダンダンシー）の考慮
リスクは，事象の発生確率と，その影響の程度によって評価され，その関係を 2 次元に表示したもののがリスクカーブである．新設あるいは既設の構造物のリスクとして，死者数が最もわかりやすいと考えられる

表-12 冗長性を考えた設計クライテリア
破壊後荷重

D
D
D

47

L
L
L

軽傷な損傷
（変位小）

重大な機能障害
（変位大）

崩壊
（変位極
大）

A
B
C

場合は自重程度を支えることを要求する．
例えば，永久構造である主桁構造については，A として終局時に 50％の活荷重まで抵抗できるようにし，交換モジュールである床版モジュールに対しては B として終局時に 30％の活荷重まで抵抗できるようにするなどが考えられる．
ECO-Bridge の提案に従って，高耐久性を実現することは重要であるが，このようなリスクによる性能評価に向けた検討も並行して行わなければならない．
参考文献
１） 山口隆司, 阿倍雅人, 奥井義昭, 館石和雄, 山口
栄輝 ： 急速架設・再利用を考慮したモジュラー型橋梁システム「ECO-Bridge」の提案と性能保証技術の開発, 2010 年度報告書, 2010
２） SIMULIA：Abaqus Analysis User’s Manual，Vol. I-V，
Ver.6.9．
３） 日本道路協会：道路橋示方書・同解説 I.共通編，Ⅱ.鋼橋編, 2002
４） 土木学会：2009 年制定複合構造標準示方書，第 1版，2010５）清水良平，橘吉宏，渡辺滉，北川幸，平城弘：遅延合成スタッドジベルの引き抜き試験，土木学会
第 57 回年次学術講演会，pp.716, 2002
６）日本橋梁建設協会：合成桁の設計例と解説，

2005．
７）ABAQUS : Analysis User’s Manual, ABAQUS Ver.
6.6, Dassault Systemes Simulia Corp., 2006.

（１）機動支援橋
陸上自衛隊の装備品であり，河川や地隙に架設して，部隊の機動を容易にするためのものである．
そのため，有事や災害時に重車両（戦車）の走行を想定したものであり，架設の容易さ，迅速性が重視されたものとなっている．また，洪水時などの悪条件においても架設可能なものを準備されている．機動支援橋の概要を付
表-1 に示す．
付写真-1 は，水尻川に架設されたパネル橋 MGB である．機動支援橋は有事・災害時を対象としていることから，付写真に示すように速度と荷重を制限しながら供用している点が特徴である（16km/h，30tf ）．また，付写真-2 に示すように架設性や可搬性を重視していることから，接合構造はピン構造が一般的となっている．

付写真-1 パネル橋車両通行の様子

８）日本鋼構造協会：橋梁用高力ボルト引張接合設計
指針，2004９）日本鋼構造協会：鋼構造物の疲労設計指針・同解説，2012

参考資料
仮橋に関する現状調査
橋梁の落橋や流出は，ライフラインの寸断を意味し、
緊急走路の確保という点からもその早期復旧が非常に重要である．東日本大震災においても，早期に緊急輸送路を確保するという観点から，様々な形式の橋梁が要求性能に応じて架設されている．ECO-Bridge は災害時の応急橋の役割も担っているため，ここでは，これらの仮橋について報告する．
仮橋は，既に述べたように，要求性能に応じて，自衛隊などが所有する機動支援橋，国土交通省が保有する応急組立橋，さらには，工事用などで多く使われている仮設橋などがある．

48

付写真-2 パネル橋（接合部の拡大）（２）応急組み立て橋
国土交通省が所有する，災害時などの橋りょうの落
橋や崩落した道路の復旧を早期に実現するための橋りょうであり，運搬が可能，支間の調節が可能，架設時
間が 1 週間から 1 ヶ月程度であるなどの特徴を有している．自衛隊の機動支援橋と異なり，B 活荷重を対象に設計されており，道路橋として位置づけられる．これらの橋りょうは各地方整備局においてそれぞれ 1 から 2 橋，水災害の多い九州，四国地方においては 4 橋

付表-1 機動支援橋の概要
07 式機動支援橋

パネル橋 MGB

81 式自走架柱橋

92 式浮橋

開発時期

平成 17-21 年度

平成 15-17 年度－－

橋長・支間長60m

60m

最長 10m×6 径間

最長 100m

幅員

4.0m

4.2m

3.75m

－

車両積載性

90 式戦車（50tf）

90 式戦車（50tf）

42tf

90 式戦車（50tf）

特徴

支柱がなく，架設 荷台から滑り落と 架設時間：60m を 2 時間
高 の 影 響 を 受 け して人力でつなぎ 適用可能水深：4m
ない．
展開する．

画像

－

架設時間：100m を 3
時間

度から 50m 程度のものが多く，ブロック長の関係で4m ピッチで可変できるものが多い．一般的にはトラッククレーンによる主構一体架設，もしくは橋体一括架設で架設されるが，送り出し架設を想定して，手延べ桁を保有しているものもある．応急組み立て橋の例
を付写真-3 に示す．

が保管されている．
長期に保管されることなどから，一般的には溶融亜鉛めっき塗装されている．橋りょう形式は，ポニーワ
ーレントラス形式，もしくはトラスガーダー形式となっている．また，ブロックとブロックとの接合はピン結合を採用しているものも多い．適用支間長は 15m 程（a）トラスガーダー形式（陸前高田市原川橋）（b）ワレントラス形式

付写真-3 応急組立橋（a）新北上大橋（a）水尻川橋

付写真-4 仮説橋の例（鈑桁形式）

49

る荷重は，A 活荷重および B 活荷重であり，支間長は15m 程度から 30m 程度までが一般的であり，ブロック長の長さに応じて可変できる．幅員は 4m から 8m が一般的である．ブロック間の接合はボルト接合が用いられ，床版には覆工板が用いられることが多い．仮設橋の例を付写真-4 に示す.

（３）仮設橋
工事用仮橋としては，様々なものがあり，迂回路，歩道橋，工事用道路，工事用桟橋に使われ，災害時においては，災害復旧橋りょうとしても使われている．
応急組み立て橋と同様に，ワレントラス形式，トラス
ガーダー形式があり，さらに鈑桁形式もある．対応す50ᆅ᪉ᑠ㒔ᕷ࡟࠾ࡅࡿຎ໬ࢥࣥࢡ࣮ࣜࢺᶫࡢ㗰ᶫ࡟ࡼࡿࣜࣉࣞ࢖ࢫᡓ␎࡟㛵ࡍࡿᇶ♏ⓗ◊✲ᒣཱྀ኱Ꮫ኱Ꮫ㝔⌮ᕤᏛ◊✲⛉ 㯞⏕⛱ᙪ ໭ཎ ி ᴬཎᘯஅ Ώ㑔ᏛṌᯇỤᕤᴗ㧗➼ᑓ㛛Ꮫᰯ ኱ᒇ ㄔ㸯㸬ࡣࡌࡵ࡟
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3.0

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6.0
5.0

2.0

4.0
3.0
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1.0 波
1.5 波
2.0 波

2.0
1.0
0

1

1.5

2



2.5
COF

3

0.5 波
1.0 波
1.5 波
2.0 波

1.0

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0

1

1.5

2

  J 4.2

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COF

3

3.5



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柱梁耐力比 COF

1.0

1.3

1.5

2.0

2.5

3.0

3.5

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倒壊メカニズム
塑性化
耐力劣化
耐力喪失

5
4
3
2
1

地動最大加速度 (m/s2)

2.2

3.6

4.0

4.6

4.8

5.0

5.2

倒壊時刻 (s)

1.54

2.03

2.01

2.08

2.25

2.50

2.75

J 4.3 <M3+/-29~ 6 S


78



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地動最大加速度 (m/s2)
1.0
0.5 波
1.0 波
0.8
1.5 波

Vdm (m/s)
3.0

2.0

0.6
0.4

0.5 波
1.0 波
1.5 波

1.0
0.2
0



1

0

2
3
4
入力波の周期(s)1234
入力波の周期(s) VdmËCOF1.5Ì

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時刻 (s)
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0.8 1.0

Q (kN)

1.4 1.8 2.2 2.6 3.0

20F

3000
2000

15F

1000
R (rad)

0
10F

3000
5F

0.05

0.10

(b) 層せん断力－層間変形角関係（時刻歴応答解析）
Q (kN)
レベル 1
レベル 2

2000
1000
R (rad)0120

水平変位 (m)

0.01

0.02

0.03

0.04

(c) 層せん断力－層間変形角関係（静的増分解析）(a) 水平変位の経時変化5   pb9HZK
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埋込み金物

固定プレート

鉄骨梁

ライナープレート
ストッパー
溶接逃げプレート

鉄骨先付金物
埋込み金物

高力ボルト
座金プレート

取付金物
台座ピン

ブラケット

アンカー筋

荷重受け
ルーズホール

取付アングル
座金プレートナット
イダリング
座金プレート
座金
ナット

アンカー
プレート
アンカーボルト
滑り材
取付金物

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175

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(a)
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Locations

Yield stressTensile stress

Elongation

MPa

MPa

%

Flange

346

447

26

Web

383

470

25

Column (SS400)

358

458

27

Column (H-SA700)

768

814

12

Beam (SS400)

Tee Stiffener1 (SS400)

-

-

-

Angle Stiffener (SS400)

325

420

28

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To Mbp

1500

To Mby1000

Shear force (kN)

180

60
0

-60
To Mby-120

To MbpLoad (kN)

Moment (kN.m)

To Mby-120-180-0.09 -0.06 -0.03
0
0.03
Story drift (rad)To Mbp
0.06

0
-60
-120

Mby

(a) CN

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To Mby

Mbp

180

Mby

120
Moment (kN.m)

Load (kN)

60

Mbp
-240
-0.09 -0.06 -0.03 0
0.03 0.06 0.09
Rotation (rad)

0.09

0

-60
To Mby-120

To Mbp-180-0.09 -0.06 -0.03
00.03 0.06 0.09
Story drift (rad)

60
0
-60

-120

Mby

-180

Mbp
-240
-0.09 -0.06 -0.03 0 0.03 0.06 0.09
Rotation (rad)(c)HTS(b) HN

To Mbp240

To Mby180

60

Moment (kN.m)

Load (kN)

Mby

120

60

0

-60

-120

Mbp

-180

(b)HN

120

Vy (HN)

180

-60

180

Vy (CN)240

To Mby

0

120

-500

-0.01
0
0.01 0.02
Shear angle (rad)ᅗ 9 ࡏࢇ᩿ຊ㸫ࡏࢇ᩿ኚᙧゅ㛵ಀ

60

180

0

-1500
-0.02

(a) CN120

HN

Vy (CN)-1000

To Mbp-180-0.09 -0.06 -0.03
00.03 0.06 0.09
Story drift (rad)
180

500

CN
Vy (HN)

To MbyTo Mbp-180-0.09 -0.06 -0.03
00.03 0.06 0.09
Story drift (rad)

120

Mbp
Mby

60
0
-60
-120

-180

Mby

Mbp
-240
-0.09 -0.06 -0.03 0
0.03 0.06 0.09
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Beam element
Solid element

Rigid link
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0.08
0.07
0.06

Load (kN)

0.05
0.04
0.03
0.03
0.01
0.00

Story drift (rad)ᅗ 14 Ⲵ㔜㸫ᒙ㛫ኚᙧゅ㛵ಀࡢẚ㍑

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1. ᪥ᮏ㗰㕲㐃┕, ᪥ᮏ 㗰ᵓ㐀༠఍: ᖹᡂ 19 ᖺᗘࠕ㠉᪂ⓗᵓ㐀ᮦᩱࢆ⏝࠸ࡓ᪂ᵓ㐀ࢩࢫࢸ࣒ᘓ⠏≀◊✲㛤Ⓨࠖࡢሗ࿌᭩, 2008.3.
2. ྿⏣ၨ୍㑻࣭బ⸨⠜ྖ㸸࢔ࣥࢲ࣮࣐ࢵࢳࣥࢢ⁐᥋࡟ࡼࡿ㧗ᙉᗘ㗰⤌❧㒊ᮦࡢᛶ⬟ホ౯ᐇ㦂, ᪥ᮏᘓ⠏Ꮫ఍㏆␥ᨭ㒊◊✲ሗ࿌㞟, 2010. 5.
3. ኱⏿຾ே࣭ᐑᓮ㈼୍࣭ᒣᓮ㈼஧࣭ᕊ⬥㔜㞝࣭Ἔᕝ┿ᗈ࣭㧗᲍᫭୍㸸800N/mm2 ⣭㗰ࢆ⏝࠸ࡓ㧗ῶ⾶ᯫᵓࢩࢫࢸ࣒ࡢ㛤Ⓨ-ࡑࡢ 1㸪㛤Ⓨࡢᴫせ࡜ᐇ኱ᐇ㦂ᘓᒇ࡟ࡼࡿ᳨ドᐇ㦂, ᪥ᮏᘓ⠏Ꮫ఍኱఍Ꮫ⾡ㅮ₇
᱾ᴫ㞟, 2009. 8.
4. ⏣୰↷ஂ࣭ሜ⣧୍㸸㧗ᙉᗘ㗰ᮦ H-SA700A ࢆ⏝࠸ࡓྜᡂᱱࡢ᭤ࡆᐇ㦂, ᪥ᮏᘓ⠏Ꮫ఍኱఍Ꮫ⾡ㅮ₇
᱾ᴫ㞟, 2010. 9.
5. American Institute of Steel Construction (AISC) (2003). “Extended End-Plate Moment Connections (Seismic
and Wind Applications), Second Edition, 2003.
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8. MSC.Software Corporation. MSC.Marc User's Manual (Marc 2008 R1, Volume A, Theory and user
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94

＜一般テーマ研究・土木部門＞

2011 年度「鋼構造研究・教育助成制度」成果報告

海面埋立処分場跡地に打設される鋼管杭と廃棄物層の物理化学的相互作用に関する実験的検討
乾徹（研究代表者）・勝見武・高井敦史（共同研究者）

京都大学大学院地球環境学堂

1.

研究の背景と目的持力を担保させる必要がある。この際、鋼管杭が粘土層を貫通するため、杭と粘土界面に空隙が生じることによ

大都市周辺域においては廃棄物の最終処分のためのる漏水が懸念されている。しかし、粘土地盤の側方土圧用地を確保することが難しくなっていることを受け、沿と圧密沈下に伴い空隙は閉塞すると考えられる。さらに、岸部に立地する大都市周辺においては広大な面積を有す

一般に軟弱層に杭を打設した場合には地盤沈下に伴うネる海面処分場が整備されている。また、大都市港湾域とガティブフリクションの発生が問題となるが、このフリいう立地上の利点から、海面埋立処分場の跡地を利用すクションの発生は杭と粘土が密着していることを示唆し

1)。特に，高速道路などている。これらのことから、たとえ施工時に鋼管杭と粘の大型の土木構造物を建設する際には、十分な支持力を土界面に空隙が生じたとしても空隙は閉塞し、漏水は抑得るために鋼管杭をはじめとする杭基礎の打設が必要と制されると考えられるが、この漏水を定量的に評価するなる。このような現状を受け，最近では廃棄物処分場のことが求められ、検討が行われている。さらには，廃棄廃棄物層と遮水工として機能している底部粘土層を貫通

物埋立地盤の鋼管杭の力学的・化学的作用の観点からも，する方式で杭を打設して構造物を建造する事例がみられ廃棄物埋立地盤の強度変形特性と杭基礎の力学的相互作る（図-1）。

用の解明，廃棄物埋立地盤に含まれる高濃度化学物質のるケースが近年報告されている影響により鋼管表面の不動態皮膜が破損し、鋼管の孔食、腐食が生じるという懸念なども課題として挙げられる。
本研究では先述した，処分場跡地に鋼管杭基礎を打設した際に懸念される①底部粘土層の遮水性能へ杭打設が及ぼすの影響、②廃棄物埋立地盤と鋼管杭の力学的、化学的相互作用，という 2 つの課題の解決に資する根拠を室内試験，土槽実験等で得ることを目的とする。①の課
題については、新たに実施する土槽実験、および既存の実験結果等に基づいて粘土層の力学的特性や打設方法が
図-1

海面処分場の跡地利用イメージ

遮水性能に及ぼす影響の解明と漏水量の評価、②の課題については、廃棄物層の強度変形特性と杭基礎の力学的一般的に跡地利用が行われる事例が多い海面処分場，相互作用の解明、および廃棄物埋立地盤に含まれる高濃および内陸処分場においても埋立開始時期が早い処分場

度化学物質の影響により鋼管表面の不動態皮膜が破損し、は，底部遮水層として堆積粘土層を活用していることが鋼管の孔食、腐食が生じるという化学的作用の解明、を多い。この堆積粘土層には，我が国における処分場の底それぞれ目的とする。

部遮水工の封じ込め基準の前提として、層厚 5 m 以上、透水係数 1×10-7 m/s 以下の粘土層（あるいはルジオン値 1

2. 現時点の進捗状況

以下の岩盤層）が全面的に確保されていることが求めら
本研究は 2 年計画で実施しているが，1 年経過時点のれる。また，2000 年に出された海面処分場の技術マニュ
アル2)

平成 24 年 5 月末現在での進捗状況は以下の通りである。

は、流出に要する時間が等価な地盤をもって同等

以上の遮水性能として位置づけている。
2.1 底部粘土層の遮水性能へ杭打設が及ぼすの影響

処分場の埋立跡地に構造物を建設する場合、支持力を確保するために鋼管杭の打設が想定される。一般に廃棄粘土地盤，および杭境界面における漏水・有害物質の物埋立地盤は支持力が期待できない場合が多く、底部遮漏出特性を評価するため，

水層として機能している堆積粘土層も軟弱で支持層とし(1)ての機能が期待できないため、粘土層下部の支持層に支室内試験による粘土の物性，境界面の初期空隙幅が漏水量に及ぼす影響の評価

95

(2)

土槽実験の設計と実験条件の検討ことにより、供試体を圧密することができ、その際に上を現時点で実施している。本成果報告では，主に (1) の下面の土圧計から供試体側面に働く摩擦力を算定するこ粘土の物性が鋼管を模擬した鋼製セルと粘土供試体の境とができる。また、ビュレットにより水頭差を与えるこ

界面からの漏水特性に及ぼす影響を 3. で報告する。

とで供試体の透水性を測定できる。また、この透水試験装置では、透水試験時に排出側となる上部ペデスタルの2.2 廃棄物埋立地盤と鋼管杭の力学的、化学的相互作用

中心から直径 6 cm より内側部分の透水量 qc と外側部分の評価の透水量 qs が別々に計測できるようになっている。このため、流れが一次元であると仮定すれば同一の供試体に本テーマの第一段階の検討として，海面処分場の廃棄物埋立層の基礎的な強度変形特性の評価を実施している。

よる一つの透水試験で粘土自体の透水係数 kc と側壁漏れ

特に，跡地利用という観点から長期に海水環境下で養生を含んだみかけの透水係数 ks を求めることができる。

された場合の強度変形特性の評価を圧密非排水三軸圧縮試験で実施している。本報告においても，結果の概要を
4. で紹介する。
3.

粘土の物性が粘土－杭境界面の漏水量に及ぼす影響の評価
3.1 本検討の概要
本検討では、鋼管杭と粘土層の境界面からの漏水量を評価することを目的として、過去の研究 3)で提案した透水試験装置を改良して室内実験を実施し、鋼管杭打設が廃棄物処分場の底部粘土層の遮水性能に及ぼす影響について検討した。過去の研究においては、境界面からの漏図-2

改良型透水試験装置

水量に及ぼすスケール効果の検証が行われておらず、土
3.2.3 試験手順

槽試験による規模の大きなレベルでの検証が終了してい試験方法は以下の通りである。剛壁型透水試験で使用ない。そこで，本研究においてはスケール効果の評価の第 1 段階として境界面の初期空隙厚さが漏水量に及ぼすする内径 8 cm の金属モールドに PET 製のフィルムを所

影響の評価を行った。

定の厚さ分セル内壁に取り付け、流動性を高めるため液性限界の 1.5 倍の含水比に調整した試料を充填し、最終

3.2 実験方法

圧密圧力（先行圧密圧力 Ppre）が 90 kPa となるよう段階
的に予備圧密を実施した。これにより直径が金属モール

3.2.1 実験試料

ドより数ミリ小さい供試体が作製でき、杭打設直後に杭実験にはカオリン粘土を用いた。試料の基礎物性を表と粘土層の境界面に空隙が生じた状況を模擬している。

-1 に示す。ここに示す透水係数は、拘束圧 60 kPa で実施

その後、本圧密過程として所定の本圧密圧力 P を載荷し、した柔壁型透水試験（ASTM D 5084 に準拠）により算出

供試体を圧密変形させることで原地盤と閉塞の向きは異した値である。

なるものの杭打設後の粘土地盤の圧密沈下による空隙の
実験試料の基礎物性

閉塞状況を模擬できると考えた。実験に際しては供試体

密度 (g/cm )2.741の沈下量を測定するとともに、上下土圧を測定し、圧密液性限界 (%)

48.7

中の供試体に働く側面摩擦力を算出できるようになって塑性限界 (%)

29.7

いる。また本圧密による載荷を 24 時間実施した後、動水塑性指数 (-)

19.0

表-1
3

透水係数 (m/s)

約 9.00×10

勾配約 30 で変水位透水試験により ks と kc を算出した。
-9

試験ケースは表-2 に示した通り 3 ケース行い、予備圧密時に金属モールドに巻く PET 製のフィルムの枚数で供試体の径を調節し、金属モールドと供試体の空隙厚を変3.2.2 剛壁型透水試験装置

えて実験を行った。

改良型剛壁型透水試験装置（改良型装置）の模式図を図-2 に示す。この試験装置は圧密載荷装置にセットする

96

表-2

1
2
3

10 -5

初期空隙厚
本圧密圧力
d（mm）
P（kPa)
1.50
40, 90, 120, 150,
2.76
180, 210, 240
4.19

Hydraulic conductivity (m/s)

Case

実験ケース

3.2.4 試験結果の算出方法
本試験では、上部ペデスタルの直径 6 cm の内側部分の透水量 qc と外側部分の透水量 qs が別々に採取される。そ

10 -6

10 -7

10 -8

のため、内側部分の透水量と外側部分の透水量の流出量
比 qc/qs と流入貯留槽であるビュレットの断面積比 ac/asks (case1)
kc (case1)
ks (case2)
kc (case2)
ks (case3)
kc (case3)

0

50

100

150

200

250

Vertical stress (kPa)が等しいとして ac, as を求め、この ac と as を用いて式 (1)図-3 ks と kc の推移

により粘土自体の透水係数 kc と側壁漏れを含んだみかけの透水係数 ks を算出した。

kC 

h 
aC  LqC
a,ln  1  , aC 
AC   t2  t1   h2 
qC  qSkS h 
aS  LqS
aln  1  , aS 
AS  (t2  t1 )  h2 
qC  qS(1)

ここで，kc：粘土自体の透水係数 (m/s)
図-4 Case 2 の供試体の側面の様子

ks：側壁漏れを含んだみかけの透水係数 (m/s)
Ac：内側部分の供試体断面積 (m2)

3.3.2 界面透水量係数

As：外側部分の供試体断面積 (m2)

本研究では、下記の (2) 式により界面透水量係数 KL（m2/s）を算出し、側壁漏れの指標とした。なお，KL は

3.3 実験結果とその考察

単位動水勾配が作用した場合の単位長さの境界面からの漏水量として規定される。

3.3.1 載荷に伴う透水係数の変化

 D 2
Qin  k c  D  K L   i4Case 1～Case 3 それぞれ圧密圧力の増加に伴う ks と kcの平均値の推移を図-3 に示す。Case 1 と Case 3 は、過圧
密領域では ks と kc に 1 オーダー～2 オーダーの開きがあ(2)，D：供試体直径（m）
Qin：流入量（m3/s）

り側壁漏れが大きいものの、正規圧密領域（P ≥ 90 ka），i：動水勾配
kc：粘土自体の透水係数（m/s）

では空隙厚に関わらず ks は kc と同じオーダーまで大幅に

界面透水量係数と本圧密応力の関係を図-5 に示す。

減少していることがわかる。このことから、載荷に伴うCase 1～Case 3 それぞれ P の増加に伴う KL の平均値の推

供試体の圧密変形により供試体周面の空隙の大部分が閉移を図-5 に示す。まず Case 1（初期空隙厚 1.5 mm）と塞し側壁漏れが大幅に抑制されたと考えられる。Case 2

Case 3（同 4.2 mm）で KL の低下の傾向に差異があること

は、Case 1 や Case 3 と異なる挙動を示しており、正規圧が確認できる。過圧密領域において差異はないが、正規

密領域でも一貫して kc に比べ ks が 2 オーダー大きく過圧

圧密領域では Case 1 よりも初期空隙厚の大きい Case 3

密領域における ks と同じオーダーで推移していることかの方がいずれの載荷段階でも大きくなっているのがわから、鉛直荷重により粘土供試体が圧密変形しても漏水がる。Case 1 では試験時に P = 210, 240 kPa において KL の継続していることがわかる。これは試験終了後の供試体

値が 10-12 m/s オーダーと非常に小さい値を示しているこの側面に水みちが生じており、透水時に作用させた水圧とから、圧密圧力の増加と伴にほぼ完全に空隙が閉塞しによるものと考えられる（図-4）。原地盤では試験時に比たと考えられる。一方、Case 3 は KL の値が Case 1 の 1.5

べ動水勾配が非常に低いこと等の理由から水圧による水倍～4 倍程度大きく、空隙は完全に閉塞していないと考みちの発生は考えにくいが、万が一水みちが発生した場えられる。このように Case 1 と Case 3 における KL の違合、今回のように閉塞しないことも想定されるため留意

いから、初期空隙厚の大小が空隙の閉塞状態に影響を与が必要である。

えていることが示唆される。なお Case 2 は 3.2 で水みちの発生を指摘したとおり局所的な漏水が継続しているた97

水みちの発生が確認されたCase 2 では、いずれの載荷段で推移していることがわかる。

階においても 10-7 m/sオーダーであった。

Equivalent hydraulic conductivity (m/s)

め、いずれの載荷段階においても過圧密領域と同等の値

10 -6
10 -7

kc' (case1)

10 -8

kc' (case2)
kc' (case3)

10 -9
10 -10
10 -11

0

50

100

150

200

250

Vertical stress (kPa)
図-5

図-7

界面透水量係数の推移

換算透水係数と圧密圧力の関係

3.3.4 粘土の物性が及ぼす影響

3.3.3 界面漏水を考慮した遮水性能の評価

本研究で実施したカオリン粘土に加えて，過去の研究得られた界面透水量係数から遮水性能を議論するには、透水係数との比較が必要となるが、透水量係数と透水係

で著者らが実施した深草粘土・混合土における界面透水数は次元が異なるため直接比較できない。そこで以下の量係数と粘土自体の透水係数の関係 4)を図-8 に示す。なような検討を行った。

お、図中の凡例の「Kaolin clay-1」に対応する結果が本研

直径 D (m)の杭を打設したときの杭周面からの透水量究の成果である。この図から、界面透水量係数 KL は粘土QL ( = KL･D･i)と、杭の体積分に透水係数 kc’の粘土が存

自体の透水係数 kc の低下に伴って線形的に低下している

Qc’(

=

ことがわかる。この関係をグラフ上の直線式として表すkc’･D2/4･i)が等しいとすると、仮想粘土の透水係数は kc’と (3) 式が得られる。なお、本相関式の決定係数は 0.73

= (4/D)･KL で表される（図-6）。この kc’ (m/s)は杭周面をであった。

在すると仮定したときの粘土を通過する透水量

KL = 3.00x10-2 kc0.9742

伝う透水量と等しい透水量を得る、杭と同体積の仮想粘(3)すなわち、杭と粘土界面の透水性は粘土自体の透水係数

土の透水係数、いわゆる換算透水係数である。

kc に依存しており、高塑性で粘土の透水性が低いほど界面の透水性は低くなると考えられる。これは、変形性の高い高塑性の粘土がより密になり間隙が少ない状態になると、杭と粘土界面の透水特性は粘土自体の透水性に支配されるためであると考えられる。

10 -9

換算透水係数の概念 3)

Interface transmissivity (m 2/s)

図-6

図-7 はD = 50 cmとして算出したCase 1～Case 3 のPの増加に伴うkc’の平均値の推移を示している。まず、Case
1 とCase 3 では過圧密領域では漏水の継続により 1×10-7
m/sを超えているものの、正規圧密領域では空隙の閉塞に伴い界面漏水が抑制されていることから 10-8～10-10 m/s
オーダーの非常に小さい値を示す。これは、前述した我が国において処分場の底部粘土層に求められる透水係数

10 -10Kaolin clay-1
Marine clay
Kaolin clay-2
Fukakusa clay
Mixed clay

10 -11

10 -12

10 -13 -11
10

10 -10

10 -9

10 -8

10 -7

Hydraulic conductivity (m/s)-7透水係数 1×10 m/s以下を十分に満足している。。一方、
図-898

界面透水量係数と粘土自体の透水係数の関係

4.2 試料と実験方法

なお、前述したように粘土自体の透水係数3.4 結論と今後の予定

4.2.1 使用材料

本研究で得られた現時点の結論と今後の検討予定を以実験にはある海面処分場の廃棄物集積場から採取した

下にまとめる。

廃棄物試料を採取して用いた。表-3 に基本的な地盤工学

・改良した剛壁型透水試験装置を用いて、粘土自体の特性，表-4 に蛍光 X 線分析による主要化学組成、図-9

透水係数をより正確に測定できたと考えられる。こに粒径加積曲線を示す。本試料は水中投入される直前のの粘土自体の透水係数を用いて界面透水量係数をに採取したものであり、搬入基地に搬入されてから埋立算出することで、杭と粘土界面の透水性をより正確に至るまでの運搬・積替え過程を経て攪拌されており，に評価できた。

不均質性は低減されていること考えられる。表-4 から試杭と粘土界面の空隙はおよそ正規圧密領域で閉塞

料には酸化カルシウムがポルトランドセメント並みに多するが、閉塞後の界面透水量係数は初期空隙厚が大く含まれ、さらに酸性率 (SiO2+ Al2O3) / (Fe2O3+ CaO+

きいほど上昇する傾向がみられた。しかしながら、

MgO) は 18.6%とセメントの約半分（石炭灰の場合、酸空隙閉塞後の界面の透水性は非常に低く、換算透水性率が低いほど強度が発現する。）であることから、海水係数による評価においても杭打設後の粘土層は構環境下において養生効果によって強度の発現が期待され造基準を十分に満たす遮水性を有することが確認る試料である。また、廃棄物を水中養生するための模擬できた。また、空隙閉塞後の界面の透水性は粘土自

内水は海水と廃棄物を液固比 10 で混合し、7 日間養生し体の透水性にも依存して低くなることがわかった。

た後 75 μｍふるいでろ過して作製したものであり、Ca

本研究で作成した空隙は圧密荷重の増加により閉

濃度 = 1850 mg/L，pH = 7.95 のものを使用した。

・・

塞することが確認できたが、杭が側方荷重を受けて空隙が発生した際の粘土の変形特性が空隙の閉塞

表-3に及ぼす影響を考察する必要がある。これについえ

土粒子密度 (g/cm3)
初期含水比 (%)
最大乾燥密度 (g/cm3)
最適含水比 (%)
粗粒分 (>0.075 mm)
粒度
シルト分
組成
(0.005–0.075 mm)(%)
粘土分 (<0.005 mm)
均等係数
曲率係数

は、土槽実験を用いて 2012 年度に実施する計画である。
4. 海面処分場における埋立廃棄物の地盤工学特性におよぼす化学的エージング作用の影響
4.1 本検討の概要
跡地利用の対象となる海面処分場では，焼却灰を肇と廃棄物試料の基本的な材料特性

表-4

してスラグや汚泥といった産業廃棄物などの様々な種類

化合物の廃棄物が受け入れている。そしてこれら受け入れ廃棄

CaO
Fe2O3
SiO2
Al2O3

物の物理化学特性は砂などの通常の地盤材料とは大きく異なり、海面処分場内部では廃棄物と海水が相互作用して複雑な化学組成を持つ（カルシウム等を豊富に含む）

2.67
27.4
1.28
34.5
85.9
8.1
6.0
85
3.6

化学組成分析結果
初期状態の
廃棄物
51.6%
20.4%
9.11%
4.28%

普通ポルトランドセメント
64.2%
3.10%
22.9%
5.20%

という特徴がある。そのため海面処分場の跡地の有効利100用を促進するにあたり、海面処分場地盤の強度変形など

80
通過質量百分率 (%)の地盤工学特性についてこれまで以上に精力的に研究が行われる必要がある。こうした背景から本研究では、実際の海面埋立処分場から採取した廃棄物を処分場内部の水を模擬した水中で養生することで、廃棄物の強度発現

60
40
20

に及ぼすエージングの影響を三軸圧縮試験をはじめとす

0
0.001

る実験で明らかにし、さらには走査型電子顕微鏡や X 線

0.01

0.1

1

10

100

粒径 (mm)回折分析によって一般的な地盤材料との強度変形特性の

図-9

混合廃棄物試料の粒径加積曲線

差異とその構造的根拠を考察することを目的とする。
4.2.2 三軸圧縮試験99

粒径 9.5 mm 以下にふるい分けした廃棄物試料を最適

ルシウム水和物が生成しており、供試体の間隙構造に変

含水比 34.5%になるよう調整し、締固め度 80%の直径 50化が起こっていると考えられる。

mm, 高さ 100 mm の供試体を作製した。この初期密度は，
当該処分場で実測された廃棄物地盤の密度を参考に決定した。これらを 2.1 で述べた模擬内水に浸漬・脱気飽和させた後に、7, 14, 28, 60, 120,150 日間模擬内水中で養生した。所定期間養生後、二重負圧法を用いて拘束圧を 20
kPa に保ちながら飽和度を 0.95 以上にした上で、拘束圧(a) 養生 0 日

50, 100, 150 kPa（背圧 240 kPa）の 3 段階に変化させ，圧
密非排水（CU）三軸圧縮試験を行った。
4.2.3 走査型電子顕微鏡観察試験
圧縮試験後の供試体は走査型電子顕微鏡（日本電子
走査型電子顕微鏡 JSM-5610LV）による観察，および X(b) 養生 60 日

線回折分析（RIGAKU X 線回折装置ガイガーフレックス
図-10

RAD II，X 線波長 1.54184 Å）に供した。なお，X 線回折
分析は一般的な粉末試料法に準じて実施した。

養生日数が異なる供試体の電子顕微鏡写真（観察倍率 2000 倍）

4.3 実験結果とその考察
4.3.1 微視的観察によるエージング効果の評価
図-10 に養生 0 日、および養生 60 日の供試体の電子顕微鏡観察写真（倍率 2000 倍）を示す。針状に析出したエ
トリンガイトが水中養生を行っていない試料からも確認できるが、廃棄物の撹拌、運搬段階で散水が行われていることを考慮すると養生 0 日の時点で形成されていても(a) 養生 0 日

妥当であると判断できる。養生日数の増加によってやや構造が密になっている様子も確認できるが，供試体の密度等に一意的な傾向，顕著な差異はなく定量的な評価には至っていない。
図-11 に養生 0 日、および養生 60 日の供試体の X 線回折結果を示す。両供試体ともに明確なエトリンガイトの回折ピークが確認できるが、養生 60 日供試体においてより顕著であった。エトリンガイトの顕著な生成は、海水中に硫酸イオンが豊富に含まれていることに起因しており、水中養生日数の経過とともに膨張性のエトリンガイ(b) 養生 60 日

トが増加することが示唆される。一方、フリーデル氏塩図-11（3CaO･Al2O3･CaCl2･10H2O）やアルミン酸三カルシウム

各供試体の X 線回折分析結果

4.3.2 応力－ひずみ関係

水和物（3CaO･Al2O3･6H2O）といったエトリンガイトに

図-12 (a)～(c) に CU 試験における拘束圧毎の応力－ひ関連する物質についても明確なピークが確認された。フ

ずみ関係を示す。全体の傾向として水中養生日数が 28

リーデル氏塩とはエトリンガイト（3CaO･Al2O3･3CaSO4･

日以下の供試体は軸ひずみが 0～2%の間で急激に軸差応

32H2O）の SO42-が Cl-に置換されたものであり、これら力が発生していることが分かる。それ以降は勾配が緩や

エトリンガイト生成に関連するフリーデル氏塩やアルミ

かになり、いずれの拘束圧においても軸ひずみが 6%程

ン酸カルシウム水和物も生成している事が示唆される。

度以上になると軸差応力は漸次的な増加、非常に緩やか以上のことから、海水中の塩化物イオンや硫酸イオンななピークといったようにほぼ一定値を示し、ひずみ軟化

どとの相互作用によって、供試体中には様々な形態のカ

現象はみられない。水中養生 60 および 90 日の供試体は100

軸ひずみに対する軸差応力の増加の勾配は緩やかであの強度特性の結果にばらつきがあることがわかる。本研る。このように水中養生日数によって供試体が示す剛性

究では初期密度は一定の供試体を作成しているが，突固は異なる傾向が見られた。本研究においては供試体を単めによる再構成時や廃棄物自体の不均質性による供試に水に浸漬させていたのに対し、現場では土被り圧が働

体の不均質性、ならびに前述したエージング効果によるいているという点が異なっているが、60 日以上の水中養間隙構造の変化がせん断中の間隙水圧消散特性に影響

生によって軟化し，圧縮性が高くなったことを示唆してを及ぼした可能性が指摘される。しかしながら，全体のいる。また、本研究に用いた廃棄物試料は拘束圧が増加

傾向として水中養生によって強度が上昇する傾向が見すると剛性も増加するという通常の土質材料に対するられた。特に、拘束圧が 50 kPa と低い場合に養生による知見と同じ傾向を示している。いずれの試験ケースにお強度上昇が顕著であった。このことは、水中養生によるいても、得られた初期剛性や強度は一般的な砂地盤（例

水和物の生成によるセメンテーション効果によって見えば、豊浦標準砂）の試験結果と比較すると同程度以上

かけの粘着力が増加したと推察される。実際に破壊時のであり、構造物によっては直接基礎が十分に適用可能で有効応力に関するモールの応力円に基づいて有効応力あると判断できる。

に関する粘着力 c’、せん断抵抗角’を求めると、養生 0
日の供試体で’ = 40.8º、c’ = 1.3 kPa であったのに対し、
例えば養生 28 日の供試体では’ = 35.8 º、c’ = 36.5 kPa となっており、粘着力が増すという結果が得られた。
4.4 結論と今後の予定
本検討では，海面処分場の跡地利用時における鋼管杭と廃棄物埋立地盤の力学的側面からの相互作用を解明することを目的とし，その基礎的検討として海面処分場の埋立地盤を構成する焼却灰や産業廃棄物等の混合地盤の(a) 拘束圧 50 kPa

強度変形特性の評価を実施した。得られた結果を簡潔にまとめると以下のようである。
本研究では海面埋立処分場の焼却灰，スラグ，汚泥等で構成される廃棄物埋立層の強度変形特性の把握と海水中におけるエージングが強度変形特性に及ぼす影響を室内試験により調査した。得られた成果を以下に要約する。
1) 圧密非排水三軸試験によって得られた有効応力に関する強度定数を比較すると、水中養生によって粘着力が増加しせん断抵抗角が低下するという固結力の(b) 拘束圧 100 kPa発生を示す結果が得られた。初期剛性や強度自体は砂地盤と同程度であり構造物によっては直接基礎の適用が十分適用可能である。明確な破壊は確認されず変形が進行しても強度の低下はみられなかった。
2) 初期剛性は水中養生によって増加するが、その後長期の水浸養生によって軟化する傾向もみられる。水
和生成物による硬化と間隙水圧消散挙動への影響、水浸による軟化が強度変形特性に寄与していること
が実験結果から明らかになったが、個別の要因によ(c) 拘束圧 150 kPa

る影響の評価には至っていない。

図-12 圧密非排水三軸圧縮試験における各拘束圧毎の応力－ひずみ関係

3) エトリンガイトは水中養生を行っていない試料よりも水中養生 60 日の試料に多く含まれていたこと、フただし，養生期間等の条件が同じであるにもかかわらリーデル氏塩の顕著な生成が確認されたことから、ず、例えば拘束圧 100 kPa の 60 日間養生供試体の 1 つが水中養生によって、海水中の硫酸イオンや塩化物イ

突出して高いせん断強度を示しているように各供試体

オンを介した水和反応物の生成によって硬化が生じ

101

3)

たと考えられる。

Kamon, M., Katsumi, T., Inui, T., and Hamada, S.

このように海水環境下における養生効果によって，埋(2005): Environmental acceptability of the installation of

立地盤の強度変形特性に有意な影響が生じることが明ら

piles through the bottom clay barrier at coastal landfill

かになった。今後も引き続き詳細の検討を継続し，杭基sites, Waste Containment and Remediation, Geotechnical

礎が打設される廃棄物埋立地盤との力学的・化学的相互Special Publication No.142, ASCE, (on CD).

4)作用の解明を継続する計画である。

Fuji, A., Katsumi, T,. Inui, T., and Kamon, M. (2006):
Interface transmissivity between clay material and steel【参考文献】

pile installed at coastal disposal site, Geo-Environmental

1)

嘉門雅史・玉野富雄・勝見 武・小野 諭（2003）：廃Engineering

棄物地盤の管理と跡地利用における今日的課題，土Japan-Korea-Franceと基礎，地盤工学会，Vol.51, No.10, pp.5-7.

Geo-environmental Engineering), pp.23-27.

2)港湾空間高度化センター (2000):管理型廃棄物埋立護岸設計・施工・管理マニュアル，p.27.

102

2006

(Proceedings
Joint

the

Sixth

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3.2

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1.0
Lateral coefficient

Lateral coefficient

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0.8
0.6
0.4
0.2

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0.0
0.0
12.0
24.0
36.0
48.0
60.0
Lateral displacement normalized by pile diameter [%]

0.8
0.6
0.4
0.2

4Piles 0[deg]4Piles 5[deg]4Piles 10[deg]4Piles 15[deg]

0.0
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9.0
12.0
15.0
Lateral displacement normalized by pile diameter [%] 
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118

119

120

日本における飛来塩分量の数値予測法の開発
2011 年度最終報告書
名古屋工業大学
１

小畑誠

はじめに
本研究は，沿岸部の土木構造物の耐久性を論ずるうえで主要な環境因子である飛来塩分量をメ

ソスケール気象解析によって予測または推定する手法の確立をめざすものである．使用するプロ
グラムコードは現在のところ広く普及しておりかつソースコードが公開されている WRFVer.3.2の Chemistry パッケージ（以下 WRF/Chem と略記する．）を用いる．Chemistry パッケージは本来，
通常の気象解析と連動させて大気汚染等を解析するためのものである．申請者はこれまで
WRF/Chem を用いた最も単純な手法で日本各地における通年の飛来塩分量の推定を行ってきた．
しかし塩分量の季節変動はよく説明できるものの絶対量においていくつか問題点が残っている．
本研究では WRF/Chem に改良を加えより合理的な飛来塩分量予測の手法を提案する．
２

気象解析を使った予測手法
図１は著者が行った数値計算による飛来塩分推定量と 1985-1987 年に建設省土木研究所（当時）m d d比

1 .6

m d d比1.4
1

1m d d比

3
2
1

0

1

3

5

月

7

9

11

0

1

3

5 月 7

9

11

0

1

3

5

7

月

9

11

観測値(土木研究所 )計算結果

m d d比21
0

1

3m d d比

3

5

7
月

9

11

3 m d d比

2

2

1

1

0

1

3

5

月

7

9

11

0

1

3

5

7
月

図-1 WRF/Chem による日本各地の飛来塩分量の推定値と観測値との比較

121

9

11

が行った飛来塩分量全国調査 1)の結果とを比較したものである．ここで WRF/Chem によっては空気中の浮遊塩分量のみが得られるので，タンクによる観測量に直接対応しない．土研式タンクの捕捉板相当の面積部分を通過する塩分量が一定割合の捕捉率で捕捉され観測されるものとした．
したがって捕捉率は次式で定義する．
捕捉率 = （土研式タンクによる観測量）／（捕捉板部分の断面の塩分粒子通過量）(1)

しかし捕捉率は不明なので図-１では計算結果および観測結果ともに正規化しその変動量のみを比較している．つまり図-１は絶対値ではなく季節変動量の比較である．この図から飛来塩分量が多い北日本の日本海沿岸部では概して良好な季節的変動量が再現されているのに対し，塩分量の少ない西日本あるいは太平洋沿岸部ではその再現性が相対的に劣っている．また，図-2 に示すように，土研式タンクの捕捉率には大きなばらつきがあるだけでなく 30%と考えにくいほど大きくなる場合がある．特に後者の原因としては当該地点の浮遊塩分量を過小評価していることが推定できる．この原因のひとつとして現行の WRF/Chem の塩分粒子発生関数が必ずしも適切でないことが考えられる．これは，そもそも当該パッケージで使用されている Monahan の式 2)が北大西洋上の観測にもとづく半理論式であり，この式自体に一定の地域依存性が認められているからである（①）．さらに現在のモデルでは海岸線の砕波域の効果がまったく考慮されていないこと（②）
が挙げられる．砕波域における塩分発生の影響については議論があり，発生量は大きいがその面積が小さいために結果としての影響は少ないとする見方もある．しかし，面積あたりの発生量は遠洋上の粒子数にして 1000 倍以上にも達する場合があることから，沿岸部では無視できないという報告もある．以上の点を鑑み，ここではいわゆる塩分の発生関数の合理性について検討した．
①の点について外洋においては合理的な結果を与えているものと思われるので，ここでは②砕波域での塩分粒子の発生の影響について考察を加えた．
３

数値解析

3.1 概要海洋面では主に風により波が生じ，結果として発生する微小な気泡がはじける際の微小水滴が風にまきあげられること等により浮遊塩分粒子が発生する（図-3）．陸地との境界面のいわゆる砕波域（図-3）では砕波が生じることにより沖合よりも多くの塩分粒子が発生することが知られている．そしてその増加量は単位面積当たりの発生個数で沖合の 10～1000 倍にも及ぶ場合がある．砕50

捕 捉率(% )
③ 瀬棚

40
30

⑦

20
10
0

1

②
①長 江 川 橋 広 瀬

④
②
① ⑥

⑥
③
⑤

3

5

7

9

月 11

⑦

⑤
広渡橋
④

図-2 WRF/Chem の結果から推定した日本各地の飛来塩分量の捕捉率122波域での塩分粒子の発生についての実測調査は必ずしも多くはないがここでは Leeuw ら 3)のサンディエゴのスクリップス海洋研究所における観測にもとづく実験式を一例として用いる．すなわ
ちdFNS a10c D  bdD(2)

ここで，a ないし c は観測値から 10m 風速(U10)の値により表-1 のように区分的に与えられている．

FN  particles /  m  s  は単位面積，単位時間あたりの粒子の発生個数であり D は発生時の塩分粒子の2

直径   m  である．本報告では D を相対湿度 80%時の値とし，粒子の範囲としては直径 1.6 ~ 10  mの範囲のものを取り扱う．外洋では次の Monahan の式 2)に従うとする．

dFNO
 1.373U103.41 g  D 
dD

(3)

砕波域

図-3 砕波域
表-1 サーフゾーンでの発生関数の係数
気泡

風速
(m/s)
0-2
2-4
4-6
6-

破裂

図-4 海面からの飛来塩分の発生のメカニズム

(a)
(b)

図-5 沿岸域データの修正

123

a

b

c

1.62
2.14
2.01
7.84

1.64
1.51
1.53
1.90

7
7
7
7

ここで g  D  は発生する粒子の粒径分布を表す関数である．すると砕波域では外洋の単位面積あたり 1000 倍もの塩分粒子を発生する場合もありうる．
3.2 砕波域の取り扱い
WRF/Chem では地表面利用データにもとづいて表面を陸地と水面に区別し，水面上から式(3)によって塩分粒子が発生するものとしている．そこでここではまず地表面利用データにもとづいて陸地に接する海水面を沿岸領域とし陸地－水面境界の数および位置も含めて分類した（図-5）．そのうえで沿岸領域における塩分粒子の発生を式(2)および(3)で表現した．つまり図 5(b)のような場
合にこの沿岸領域で１辺のみが砕波域とみなされる場合には発生関数は次のように与える．

dFN  h  dFNO h dFNS 1  dD  L  dD
L dD

(4)

ここで L および h はそれぞれドメインの一辺の長さおよび砕波域の幅である．表-１とこの式から
仮に h / L ~ 103 であっても砕波域からの発生量はその他の領域からの発生量を上回る場合があることになる．ここで砕波域の幅 L の値が問題となるが，これは海底地形データおよび波高データを使って標準的な砕波条件式より決定する方法を用いた．まず，ここでは砕波域とは沖合からの波が水深の浅い領域に進行し崩れる領域をさすから，砕波限界水深よりも浅い領域とする．そして砕波限界水深 hc について本研究では次の山田らによる砕波発生理論式 4)を用いた．

hc  H w / 0.827(5)

ここに H w は波高である．つまり砕波域の大きさは海底地形とその地点での波高に依存することになる．そこで波高としてはもよりの気象庁の観測点における月毎の観測値（平均波高）を用い上式より限界水深をも設定する．さらに日本海洋データセンター5)の水深データをもとに補間した海底地形データを用いて海岸から砕波域までの長さを設定した（図-6,7）．こうして求めた砕波域の大きさをあらたに定義導入した沿岸域に対応する地表面データ属性とすることによって
WRF/Chem に組み込むことができる．このようにして求められた砕波域の幅の例を図-8 に示す．
3.3 計算例
表-1の数値は限られた観測結果にもとづいておりその適用性が確認できないので，数値計算においては表-1のパラメータcについては試行錯誤的に適切な値を推定した．結果の一例を図-9,10に示す．砕波域を考慮することにより各地のタンクの捕捉率は妥当と思われる範囲になっているのがわかる．また図-10のように観測地点間にあった観測値と推定値の矛盾も解消されている．

砕波域

Hw

Ls

L1

海岸

L2

hc

L3

水深データの地点
海底地形を補間

図-6 砕波域の幅の決定方法

図-7 海岸までの距離の求め方124

L m 

300

10

8 ⑦

広渡

200

4

瀬棚

1

3

5

7

9

11

図-8 各地点における砕波域の幅

5
4
長江川橋

2
1
0

瀬棚
1

6

月

11

140
120
100
80
60
40
20
0

2

⑥ ②

0

③

1

①
⑤

3

5

7

9

月 11

図-9 各地点における推定捕捉率

 g / kg( dryair ) 

実測値

飛来塩分量(mdd)
6

3

②

6

100

0

砕波域あり

捕捉率(%)

 g / kg (dryair )  砕波域あり c  6

砕波域なし
500
400

瀬棚

300
200
長江川橋
1

長江川橋

100
6

月

11

0

瀬棚
1

6

月

11

図-10 実測値と解析値の比較
４

おわりに
気象解析プログラムを用いて，これまでもっぱら観測に頼ってきた飛来塩分量を数値解析によってある程度推定できることを示した．そして現段階での問題点もあきらかにした．現段階での最大の問題は数値解析の検証に利用できる観測値が不足していることである．今後，数値解析をベースに腐食環境の合理的な推定を行うには浮遊塩分量そのものを測定することが必要であると考えられる．
参考文献：
1) 土木研究所：土木研究所資料第 3175 号，飛来塩分量全国調査 1985 年
2) Gong, S. L., and Barrie, L.A., Modeling sea-salt aerosols in the atmosphere, J. Geophys. Res., 102,
D3805-3818, 1997．
3) G. Leeuw, et al., Production of sea spray aerosol in the surf zone, J. Geophys. Res., Vol. 105, No. D24,
2000
4) Yamada, H. et al：Precise determination of the solitary wave of extreme height on water of a uniform
depth, Rept. Res. Inst. Applied Mech., Kyushu Univ., Vol. 16, No.52, 1968, pp.15-32.
5) http://www.jodc.go.jp

125

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2)

Robers, M.A. and Scottini, R. (2002): Pulsed Eddy Current in Corrosion Detection, Proceedings of the 8th
European Conference on Nondestructive Testing, June 17-21, Barcelona, Spain, Paper #Fr.2.2.1.

3)

Lozev, m.G., Smith, R.W., and Grimmett, B.B. (2005): Evaluation of Methods for Detecting and monitoringof Corrosion Damage in Risers, Journal of Pressure Vessel Technology, Transactions of ASME, Vol. 127, pp.
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4)

Crouzen, P. and Munns, I (2006): Pulsed Eddy Current Corrosion Monitoring in Refineries and Oil
Production Facilities – Experience at Shell, Proceedings of the 9th European Conference on Nondestructive
Testing, September 25-29, Berlin, Germany, Paper #Fr.2.2.1.

5)

Scottini, R. and Quakkelsteijn, H.J. (2007): Inspection of Coated Subsea Piping and Risers, Proceedings of
4th Middle East NDT Conference and Exhibition, Bahrain.

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pp.1103-1110.

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pp.25-28㸪2009.7
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鋼構造部材における地震時のき裂進展メカニズムの解明とその予測手法の開発
判治

剛

Takeshi Hanji

准教授 名古屋大学大学院 工学研究科社会基盤工学専攻〒464-8603 愛知県名古屋市千種区不老町 C1-3(651)
TEL: 052-789-4618

FAX: 052-789-1674 Email: hanji@civil.nagoya-u.ac.jp

キーワード：低サイクル疲労，き裂進展，大地震

1. はじめに
1.1 研究の背景
1995 年に発生した兵庫県南部地震において土木構造物は甚大な被害を受けた．鋼構造物では局部座屈のみ
でなく，大きな塑性変形の繰り返しによるき裂を伴った破壊モード（低サイクル疲労損傷と呼ぶ）が報告された．地震時の低サイクル疲労損傷は実験供試体レベルですでに指摘されていたが，大震災にて実構造物レベル
で初めて経験することになり，鋼構造部材の耐震照査において低サイクル疲労損傷は無視できないことが明らかになった．
この大震災での経験をもとに，2008 年には鋼・合成構造標準示方書［耐震設計編］[1]が発刊された．その中で鋼製橋脚の構造細目 6.4.2 には，「鋼製橋脚の変形性能を低減させる現象としては，鋼板の局部座屈[I]，過度の局部座屈変形による溶接部や鋼板の脆性的破壊に起因する割れ[II]，ひずみ集中部における低サイクル疲労[III]があり，鋼製橋脚の変形性能を向上させるにはこれら[I]-[III]を抑止することが重要である．
」と記されている．しかしながら，土木鋼構造物の耐震性能に関するこれまでの研究は[I]の局部座屈を対象としたものがほとんどであり，[II], [III]の低サイクル疲労によるき裂損傷に関する研究例は少なく，兵庫県南部地震から 10 年以上経過した現在においても低サイクル疲労に対する汎用的な照査法は確立されていない．
そのような状況の中，2011 年 3 月 11 日に三陸沖を震源域とする東北地方太平洋沖地震が発生した．この地
震では国内観測史上最大となるマグニチュード 9.0 を記録し，各地で非常に強い揺れが観測された．本地震で重視すべき点は揺れの継続時間の長さである．2005 年の宮城沖地震，2008 年の岩手・宮城内陸地震と本地震の揺れ継続時間の比較を図-1 に示す[2]．今回の地震は非常に長時間持続しており，例えば震度 4 以上で福島
県いわき市では 190 秒，宮城県仙台市では 170 秒，東京都千代田区では 130 秒を記録したといわれている[3]．
このように長時間にわたって強い揺れが続く場合，部材接合部に繰り返される塑性変形の回数は多くなり，低サイクル疲労の問題がより顕著になると考えられる．つまり，東海・東南海・南海地震のような長時間の揺れが予想される超巨大地震に対しては，低サイクル疲労がクリティカルになる可能性は高い．
1.2 既往の研究
低サイクル疲労損傷はき裂発生とき裂進展の段階に大別することができ，従来の研究は主にき裂発生に着目したものがほとんどである．
0.3~0.5mm 程度のき裂を発見したときをき裂発生寿命（疲労寿命）と定義し，それとき裂発生点に生じたひずみ振幅を関連付けて検討するのが一般的である．そのための試験方法は，鋼塊から切り出した小片を座屈防止のために砂時計型に加工し，径方向ひずみを制御しながら行うというものである．地震時の繰り返し大変

図-1 K-NET 仙台における 2005 年宮城沖地震，2008 年岩手・形を再現するためには，極めて大きなひずみレ

宮城内陸地震と本地震との速度波形（EW 成分）の比較

139

ベルでの試験が求められるが，小茂鳥ら[4, 5]，桑村ら[6]によると，与えるひずみ振幅が大きくなるとき裂発
生位置が材料表面から内部へと遷移することが明らかにされている．この理由として，大振幅のひずみが繰り返されると断面収縮が生じ，そのときの試験体内部と表面では応力とひずみがかなり異なっていることなどが指摘されている．つまり，砂時計型試験片を用いて地震時のような大変形が繰り返される状態で試験を行う場
合，このき裂発生点の相違を生む要因についても検討しなければならないという欠点がある．
酒井ら[7]は，板の曲げ試験によって生じる平板側面の変形形状を画像計測によってとらえ，大ひずみを計測する手法を提案している．板曲げ試験では試験体に生じる応力状態を把握することが困難であるという欠点があるが，試験体に大きな変形を与えるのが容易である．また，き裂は試験体表面から発生すると考えられることから，小茂鳥ら，桑村らが指摘するようなき裂発生位置の違いについて考慮する必要がないという利点もある．そこで申請者は，酒井らの考えを参考に，新たな低サイクル疲労試験システムを開発し[8]，地震時の低サ
イクル疲労き裂の発生を精度良く予測できる手法を確立している．しかしながら，き裂の進展に関しては着目
していなかったため，進展メカニズムはほとんど明らかにされていない．また，き裂進展を多面的に検討するために本試験システムが適しているかも不明である．
1.3 研究の目的

50

試験体中央くびれ部詳細

本研究では，地震力のような非常に強い力

12が繰り返し与えられたときのき裂の進展メ

11

0.5

カニズムを明らかにし，その予測手法を確立

0.5

することを最終目的としている．そのための100足がかりとして，繰り返し大変形下で試験可
能なき裂進展試験システムを構築し，き裂進

14

展メカニズムの解明を試みる．

R50

2. 低サイクル疲労き裂進展試験方法
2.1 試験体30を用いた．試験体は板厚 12mm の平板であり，

R28

90
30
15 15

材の機械的性質を表-1 示す．鋼材には SM400290

試験体の形状および寸法を図-2 に，使用鋼

長手方向中央部で変形を集中させるため，中15 15

ノッチ部詳細央の板厚を滑らかに削り込んだ形状とした．

2

2

また，くびれ部を載荷軸方向に入念に研磨す

2

中央にき裂の起点として円孔および切欠き（長さ約 6mm）を入れた．切欠き底から100ることにより試験体表面の傷を除去し，そのスリット放電加工（幅 0.4mm）

0.7mm 程度の高サイクル疲労き裂をあらかじめ導入した上で，低サイクル疲労き裂進展

単位：mm試験を実施した．
図-2 試験体

2.2 載荷方法
板曲げ載荷用試験治具の形状および寸法表-1 供試鋼材の機械的性質

を図-3 に，試験状況を図-4 に示す．試験機のアクチュエーターを上下させることにより，

鋼種

降伏応力
（MPa）

引張強度
（MPa）

伸び
（%）

試験体両端部を取り付けた軸部が回転し，試SM400A

279

438

28

験体に曲げ変形を与える構造となっている．
試験体に生じるひずみは，試験体側面に描画

140

した標点の移動量から画像計測により求め，その値を制御することにより試験を行う．画像計測を用いたひずみ測定については後述する．
画像計測によって求めた長手方向中央部のひずみが一定となるように制御して試験を実施した．ひずみ振幅
は 5%（+5% ~ -5%）とした．試験中はデジタルマイクロスコープによりき裂進展量を測定した．
2.3 ひずみ計測手法
画像計測によるひずみ計測の流れを以下に示す．また試験中に撮影した画像を図-5 に示す．
① 標点の描画
計測前に試験体側面のエッジに沿ってひずみ計測用の標点を設ける．画像計測による標点の抽出を容易にするため，標点は赤色とした．なお標点は，先の細いボールペン（0.3mm）の先端に市販のペンキを付けて描く．
② 標点の抽出
まず，デジタルカメラで変形前後の試験体側面の画像を記録し，コンピュータへ転送する．次に，画像デー
タの色彩情報にしきい値を設け，赤色の領域のみを抽出する．ただしこの時点では，標点以外のノイズ成分も画像内に含まれる．今回は，色彩情報として L*a*b*値を用いる．これは，一般的に用いられる RGB 値よりも
L*a*b*値のほうが赤色を抽出するのが容易なためである．なお，L*a*b*値とは CIE（国際照明委員会）が定めた規格であり，L*が明度，a*が赤～緑の色相と彩度，b*が黄～青の色相と彩度を表す．さらに赤色の領域をラベリングし，それぞれの画素数を求め，ある画素数以下の領域はノイズ成分として除去する．これにより標点のみがメモリ上に記録される．
③ ひずみの算出
記録した標点の重心の座標を求め，再度，標点をラベリングし，行，列を規則正しく並べなおす．次に，各標点間の重心間距離を計算し，変形前後の距離の変化から，各標点間の真ひずみを求める．ここで標点間距離は，隣り合う 3 つの標点から回帰曲線をひき，その曲線を積分することにより求めた．また，試験体側面と同一平面に位置するようにキャリブレーション用基準体を試験体に貼り付け，同時に写し込んだ．これは，変形前後の画像における 1 画素の大きさの変化を補正するためのものである．

ひずみ計測用 PC

上側

190

500

680
240

下側

マイクロスコープ
試験体

396

645

デジタルカメラ試験体

ピン

水平方向可動図-3 板曲げ載荷用試験治具（単位：mm）

141

図-4 試験概要

0.2

キャリブレーション用基準体

Image Analysis

0.1

0

–0.1

試験体
–0.2
–0.2

(a)

(b)

変形前

–0.1

変形後

0
0.1
Strain Gauge

0.2

図-6 ひずみ計測の精度の検討

図-5 試験中に撮影した画像の例

2.4 ひずみ計測精度の検討
画像計測結果と比較するために，抵抗線式塑性域ゲージ（東京測器製）を試験体に貼付し，画像計測の精度を検討した．ひずみゲージのベース材は大きな面外方向の変形を受けると剥離しやすく，今回のような曲げ試
験には不向きであるが，ひずみゲージが剥離しない範囲で曲げ試験を行い，画像計測により求めたひずみと比較した．なお，今回使用した塑性域ゲージは，鋼板の単調引張試験において約 15%程度までのひずみが測定可能とされている．画像計測値とひずみゲージ値の比較を図-6 に示す．ひずみゲージにより測定できた範囲は概ね-12 ~ +15%であるが，その範囲内で両者はよく一致した．これより，高塑性域においても本ひずみ計測シス
テムを用いて十分な精度でひずみが計測できているものと考えられる．本手法は試験体側面に描いた標点が剥離しない限り計測が可能であり，これまでに 35%程度のひずみを与えても標点が剥離しないことを確認している．
3. き裂進展試験結果
3.1 き裂進展挙動
図-7 にき裂進展挙動を示す．図中の写真は円孔および切欠きを真上から撮影したものであり，上下方向が試
験体の幅方向に対応する．これらの写真は 5%の引張ひずみが作用した側を撮ったものである．なお写真中の左側の線はスケールである．
大変形が繰り返されることによってき裂が幅方向に大きくなり，それに伴いき裂開口量も大きくなっている
ことがわかる．またき裂先端部にはたくさんの小さなき裂が生じており，それらが圧縮および引張の繰り返しを受けて結合することによりき裂が進展している．今回の曲げ載荷では，最初の 2 サイクルまではき裂が幅方

(a)

載荷前

(b)

1 サイクル(c)

2 サイクル(d)

3 サイクル図-7 き裂進展挙動

142

(e)

4 サイクル(f)

5 サイクル(g)6 サイクル(h)

8 サイクル(i)

10 サイクル(j)

12 サイクル(k)

破断

図-7 き裂進展挙動（つづき）

向に対して真っ直ぐに進展したが，それ以降は斜め 45 度の方向に向きを変えて伸びる傾向がみられた．この現象が曲げ載荷特有のものであるのか，それとも大変形時の特徴であるのかはまだ明らかになっていない．また本試験体ではリガメント長さがあまり大きくないことによる影響も考えられる．き裂が進展方向を変える原因について，今後より詳細に検討を進める必要がある．
3.2 き裂先端のき裂開閉口挙動
き裂が幅方向に真っ直ぐ進展した時点でのき裂先端開閉口挙動に着目した．き裂先端を撮影した写真と繰り返し数の対応図を図-8 に示す．1 サイクル目の引張時にき裂先端が大きく開口するとともに，先端付近に小さなき裂が複数発生する．このとき，き裂先端は丸みを帯びており，鈍化していることがわかる．その後，圧縮ひずみを受けてき裂は閉口するが，そのときにき裂先端部には大きな塑性変形域が形成されている．再び引張が作用すると，ひずみは圧縮域であるがき裂は開口し，先端付近の微少き裂が結合することによって成長する．
ひずみが圧縮域から引張域にうつると，き裂先端付近に微小き裂がみられるようになり，き裂先端の鈍化が顕著になる．このように，大変形が繰り返される場合は，き裂先端の鈍化が生じるとともに，その周辺に生じた微小き裂の結合によって進展する．つまり，延性き裂の成長に近いといえる．

微小き裂

微小き裂
形成

き裂鈍化

き裂鈍化

ひずみ

繰り返し数

予き裂
き裂成長
圧縮塑性
切欠き先端

変形
図-8 大変形繰り返し時のき裂先端の挙動

143

3.3 き裂進展の定量的評価
き裂長と繰り返し数の関係を図-9 に示す．き裂長は進展方向に沿って測定し，円孔および切欠き部を含んだ長さとした．通常の疲労でみられる傾向と同じように，荷重の繰り返しに伴い，き裂が徐々に進展している．
このとき，1 サイクルあたりの進展量は 1~数 mm 程度であり，従来のき裂進展速度式にはのらない極めて大きなき裂進展速度域を扱っていることがわかる．
図-10 に 1 サイクルあたりのき裂進展量とき裂先端の開口幅の関係を示す．き裂開口幅は先端から 0.2mm 位置で計測した．き裂開口幅が大きくなる，つまり鈍化が進むとき裂進展速度は小さくなっている．両者は比較的相関があると考えられ，大変形下でのき裂進展を評価するパラメータとなる可能性があると考えられる．
Crack Growth Rate (mm/cycle)

40

Crack Length (mm)

35
30
25
20
15
10
5
0

0

4

8
12
Number of Cycles

2.5
2
1.5
1
0.5
0

16

0

0.1
0.2
0.3
Crack Opening Width (mm)0.4

図-10 き裂進展速度とき裂開口変位の関係

図-9 き裂長と繰り返し数の関係

4. まとめと今後の展開
本研究では，地震力のような非常に大きな繰り返し外力が作用した際のき裂進展に着目し，その予測手法を確立するための試験システムの開発を行った．さらに，それによって低サイクル疲労き裂進展試験を実施し，大変形下のき裂進展メカニズムについて検討した．今回の実験では，き裂進展方向が載荷の途中で変化する現象がみられたが，これが本試験システム固有のものであるのか，それとも大変形繰り返し下の特徴であるのかは明らかにされていない．今後はこの点も含めて解析的な検討を行い，試験システムの妥当性や，低サイクル
疲労き裂の進展を定量的に評価可能なパラメータについて検討していく．
将来予想される巨大地震に対して安心で安全な鋼構造物を実現するために，低サイクル疲労照査法を含めた耐震性能評価法の高精度化は必要不可欠である．き裂発生から進展まで包括的に評価可能な低サイクル疲労照査法の確立は急務の課題であると考えており，そのために今後も精力的に取り組んでいきたい．
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[2] 土木学会東日本大震災被害調査団：緊急地震被害調査報告書，第 4 章地震及び地震動の特性，2011.
[3] 日本橋梁建設協会：東日本大震災橋梁被害調査報告書，2011.
[4] 嶋田勝紀，小茂鳥潤，清水真佐男：極低サイクル疲労における Manson-Coffin 則の適用性と累積損傷，日本機械学会論文集（A 編），Vol.53，No.491，pp.1178-1185，1987.
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論文集（A 編），Vol.57，No.544，pp.2879-2883，1991.
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土木学会論文集，No.752/I-66，pp.277-287，2004.

144

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Key Words : risk management, principal component analysis, multipule regression analysis ᐨ⺰ߌߡࠕ࠮࠶࠻ࡑࡀࠫࡔࡦ࠻ᚻᴺߩ⎇ⓥ߇ㅴߺ㧘ᣉ⸳▤ℂታോ߽߳ዉ౉ߐࠇߟߟ޽ࠆ଀߃߫   㧚ߒ߆ߒߥ߇ࠄ㧘ߎࠇࠄߩᄙߊߪ㧘Ԙࡔࡦ࠹࠽ࡦࠬࠦࠬ࠻ߩߺࠍኻ⽎ߣߒߡ޿ࠆߎߣ㧘ԙ៊்⊒↢ᤨߩ࡝ࠬࠢࠍ⠨ᘦߒߡ޿ߥ޿ߎߣ㧘Ԛ⇣⒳᭴ㅧ‛ࠍ൮᜝⊛ߦขࠅᛒ߁ᨒ⚵ߺࠍ᦭ߒߡ޿ߥ޿
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2.373 1.500 1.114

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191

2011 年度一般研究助成【最終報告】

実橋箱断面圧縮部材の耐荷力特性評価と基準耐荷力曲線の改訂に関する開発研究
首都大学東京野上邦栄

１．目的
わが国の鉄道鋼・合成構造物および港湾構造物の設計は、許容応力度設計法から部分係数法による限界状態設計法へ移行した。また、土木学会の鋼・合成構造標準示方書も性能照査型設計法への改訂が行われている。さらに、現在道路橋示方書は、部分係数法を用いた性能照査型設計法への改訂に向けた作業が進められている。このように、わが国の各機関の基準類の性能照査型設計法への移行は、従来の形態と設計思想を踏襲した建設から、より合理的で自由な、しかも経済的な設計システムの構築を可能にするものであり、新材料、新構造形式の開発の取組、および国際競争力アップに向けた戦略上においても重要である。
このような状況において、これまで鋼橋の座屈設計は、部材の座屈強度照査（安定照査）、応力
度照査、構造系の全体座屈強度照査などを実施して安全性を確保しているが、これらの照査において重要な柱の基準耐荷力曲線は、これまで下限値に近い唯一の基準耐荷力曲線を採用している。
この基準耐荷力曲線については、以前から実際の耐荷力の実験データや諸外国の基準類に比べて安全側過ぎることが指摘され、同程度の強度を有する柱を断面形や製造法、座屈軸方向ごとに整理してグループ化し、それぞれに対応する複数耐荷力曲線を設定、採用することが要望されてきた。このような状況において、最近、既往の研究や海外基準を踏まえると、耐荷力に影響を与える断面形状などに応じて強度分類することにより、耐荷力曲線を合理的に設定できる余地がある
ことから、鋼橋を構成する圧縮力を受ける部材の実績調査に基づいて、柱の基準耐荷力曲線の見直しが検討されている１)。
そこで、本研究は、圧縮部材として適用頻度の高い溶接箱断面部材に着目し、図-1 の研究フローにより実施する。まず現行の許容応力度設計法により設計されたトラス橋を構成する圧縮部材の断面寸法、材質、初期不整、補剛材寸法、製造法などの実績調査および分析を実施する。その後、採用された強度レベルごとの実橋箱断面圧縮部材に対する耐荷力特性を解析的に明らかにし、既設橋の実績調査

既往の研究成果

既往の研究成果

トラス橋、溶接箱断面圧縮部材

残留応力、構成則

実験データ、解析値、推定式

実橋断面を対象とした柱の耐荷力解析
初期不整などをパラメータとした解析値

既往の推定式、実験値、解析値の比較
耐荷力曲線の提案

図-1 研究フロー193現行の基準耐荷力曲線に対する比較検討を行い、余裕度の要因を明確にすると共に箱断面部材の新たな耐荷力曲線の提案に向けた基礎的検討を行う２)。
２．実績調査(1) トラス橋の実績調査
現行道路橋示方書(H14)に基づき架設された橋梁について、日本橋梁建設協会のご協力により提供いただいた 20 橋の鋼トラス橋データに基づき実績調査を実施した。その結果、トラス橋を構成する部材の断面寸法、材質は、表-1 のようにまとめることできる。
調査した 20 橋に対して、表-2 のようなワーレントラス橋梁の 5 橋を選択し、解析対象部材は、鋼材の種類が異なる表-3 の無補剛断面を有する斜材とする。対象斜材の幅厚比・換算細長比・材質に関する実績調査結果を図-2～図４に示す。

表-1 トラス橋構成部材断面の実績
No
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20

部材名
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材
弦材
斜材

トラスリブ
断面外形寸法H400～550☓W400～480
H400☓W380
H500～550☓W600
H400☓W508
H600～1000☓W600～850
H450～520☓W598～638
H600☓W500～600?
H500～520☓W480～580
H310～460☓W428～458
H380～600☓W450
H350～400☓W347～380
H428～458☓W417～750
H428～450☓W250～340
H500～650☓W520～620
H520☓W400
H550☓W600
H320～380☓W438～478
H550～600☓W500～820
H530☓W498～500
H500～550☓W600
H360～510☓W498～556
H350☓W400
H320～330☓W280
H400～440☓W470
H360～380☓W360～400
H500☓W500
H300～350☓W418
H350～400☓W460
H350～400☓W378
H400☓W500
H498☓W300
H400～８００☓W480
H400☓W400
H503～550☓W600
H450～550☓W450～600
H500～550☓W720
H420～460☓W350～550
H600～700☓W700
H500☓W598

板厚t(mm)
10～22
9～22
9～30
9～29
11～30
12～19
9～28
?
10～21
10～20
10～25
9～11
35～50
16～30
13～43
12～32
17～32
10～24
16～31
13～23
?
?
10～17
9～14
10～25
9～19
10～25
9～16
10～22
13～14
10～21
10～24
14～28
12～19
10～36
10～36
12～30
12～30
11～38
9～38

フランジ
材質(クラス)
SMA490W, SMA400W
SMA490W
SMA490W, SMA400W
SMA490W, SMA400W
SM400, SM490Y
SM400, SM490Y?
?
SMA400W,SMA490W
SMA400W,SMA490W
SM400A,SM490Y
SM400A,SM490Y?
SS400,SM490Y
SM490Y,SM570
SM490Y,SM400
SM490Y
SM490Y,SM400
SMA490W
SMA490W,SMA400W
SMA400W,SMA490W,SMA570W
SMA400W,SMA490W
SM400,SM490Y
SM400
SMA400W,SMA490W
SMA400W,SMA490W
SMA400W,SMA490W
SMA400W,SMA490W
SMA400W,SMA490W
SMA490W
SMA400W,SMA490W
SMA400W,SMA490W
SM400,SM490Y
STKR400
SM490Y
SM400,SM490Y
SMA400W,SMA490W,SMA570W
SMA400W,SMA490W,SMA570W
SMA400,SMA490
SMA400,SMA490194

板厚t(mm)
10～25
9～19
9～24
10～23
12～30
12～19
9～26
?
10～22
10～20
10～18
11～21
22～50
9～19
14～42
12～32
18～27
9～14
18～35
14～26
?
?
9～16
9～14
9～17
9～19
14～28
10～19
10～22
12～14
10～21
9～24
10～20
12～19
10～36
9～36
12～32
12～25
11～39
9～36

ウェブ
材質(クラス)
SMA490W, SMA400W
SMA490W
SMA490W, SMA400W
SMA490W, SMA400W
SM400, SM490Y
SM400, SM490Y?
?
SMA400W,SMA490W
SMA400W,SMA490W
SM400A,SM490Y
SM400A,SM490Y?
SS400,SM490Y
SM490Y,SM570
SM490Y,SM400
SM490Y
SM490Y,SM400
SMA490W
SMA490W,SMA400W
SMA400W,SMA490W,SMA570W
SMA400W,SMA490W
SM400,SM490Y
SM400
SMA400W,SMA490W
SMA400W,SMA490W
SMA400W,SMA490W
SMA400W,SMA490W
SMA400W,SMA490W
SMA490W
SMA400W,SMA490W
SMA400W,SMA490W
SM400,SM490Y
STKR400
SM490Y
SM400,SM490Y
SMA400W,SMA490W,SMA570W
SMA400W,SMA490W,SMA570W
SMA400,SMA490
SMA400,SMA490

表-2 解析対象としたトラス橋の調査橋梁
橋梁
No.
1
2
3
5
19

構造形式
主構形式
路面位置
単純ワーレン
上路
2 連続ワーレン
上路
2 連続ワーレン
上路
2 連続ワーレン
上路
6 連続ワーレン
下路

橋長
55.0
190.5
177.5
135.0
537.2

橋梁諸元(m)支間長
53.8
104.8+ 83.8
96.5+ 79.0
59.4+ 74.4
65.8+102.4+81.4＋80.5

表-3 解析対象としたトラス橋斜材断面諸元
橋梁 No
部材長

1

2

3

5

19

9300

13100

8500

8000

12900

SMA490W

SMA490W

SM400

SMA400W

SMA570W

σy [N/mm ]

355

355

235

245

450

Ly/ry

60

83

50

64

60

Lz/rz

63

77

40

47

60

λ

0.8

1.2

0.55

0.7

0.9

(b/t)flg

42

16

50

46

18

(b/t)web

44

17

38

31

29

L [mm]

材質
基準降伏点
細長比
換算細長比
幅厚比

2

図-2

最大幅厚比と換算細長比の関係

図-3 材質～換算細長比の関係

図-4 材質と最大幅厚比の関係

195

(2) 圧縮部材の材料構成則
箱断面圧縮部材の耐荷力特性を解析的に明らかにする上で重要となる材料強度および材料構成
則について調査した。その結果、各構造用鋼材の材料強度は表-4 のようにまとめられる 3)。また、
応力-ひずみ曲線は、表-5 に示す折れ線近似値を用いた図-5 のような曲線を仮定できる。なお、
解析における降伏応力度には、統一的評価を試みるため規格値を用いる。
表-4 鋼材料・鋼部材の強度などに関する統計データの調査
SM400

鋼種
板厚
t(mm)
規格値
(N/mm2)
平均値/
規格値
平均値
(N/mm2)

SMA400

SMA490SM490Y

SMA570t≦16

16<t≦40t≦16

16<t≦40t≦16

16<t≦40t≦16

16<t≦40t≦16

16<t≦40

245

235

245

235

365

355

365

355

460

450

1.25

1.25

1.44

1.39

1.24

1.26

1.20

1.19

1.32

1.32

306

294

353

327

453

447

438

422

607

594

表-5 無次元化された応力―ひずみモデル
SM400, SMA400

SM490

SM490Y, SMA490

SMA570

ε/εy

σ/σy

ε/εy

σ/σy

ε/εy

σ/σy

ε/εy

σ/σy

1

1

1.00

1

1.00

1

1.00

1

1.00

2

12

1.00

12

1.00

10

1.00

3

1.00

3

32

1.26

25

1.16

23

1.14

15

1.12

4

90

1.47

70

1.36

50

1.28

32

1.17

5

200

1.47

130

1.36

100

1.28

50

1.17

E/Est

76.9

81.3

90.3

100

図-5 応力―ひずみ曲線(3) 残留応力の実績調査
論文、雑誌および関係機関の報告書・資料などに基づき、初期不整を代表する残留応力度分布について実績調査し、溶接型断面の圧縮残留応力度の大きさについてまとめたのが図-6 である。

196

現行基準類における柱の基準耐荷力曲線において採用されている圧縮残留応力度σrc=0.4σy に対して、調査結果におけるその値は小さく、最大でσrc=0.25σy となる。さらに、高張力鋼においてはσrc=0.2σｙとさらに小さな値となる。平成 24 年 5 月改定された道路橋示方書ではσrc=0.25σｙを適用している。
SS41 (Komatsu, t=4.4~15.5mm)
SM58 (Komatsu, t=16.1mm)
HT60 (Komatsu, t=8.4, 12.4mm)
HT80 (Komatsu, t=8.6~12.7mm)
HT80 (Usami, t=6mm)
SM41 (Okumura, t=6, 10mm)
HT80 (Okumura−6, 9mm)
SM58 (HSBA, t=28~38mm)
SM58 (HSBA, t=50mm)
SM49 (PWRI, t=15mm)
HT80 (Itoh, t=11mm)

0.4

σrc / σy

0.3

0.2

0.1

0
0

20

40

60

80

b/t
図-6 圧縮残留応力度の分布

３．耐荷力解析(1) 耐荷力評価パラメータ
圧縮部材の耐荷力特性の解明には、実験的・解析的検討が不可欠であるが、本研究では、弾塑性有限変位解析による解析的検討により耐荷力特性を明らかにする。圧縮部材の耐荷力に大きな影響を与えるのは、良く知られているように下記のような項目である。
1) 初期不整（残留応力、初期たわみ）の大きさと分布・形状
2) 応力―ひずみ関係の非線形性
3) 降伏点の断面内のばらつき
4) 断面形状（箱断面、H 断面、T 断面、L 断面など）
5) 鋼材自体の寸法のばらつき
6) 端部拘束条件
本研究では、1)、2)に着目してパラメトリック解析を行う。具体的には、表-6 のようなパラメー
タを考慮する。
(2) 解析モデル
耐荷力評価は、下記の解析条件のもとで実施する。
(2-1）解析手法

197

表-6 解析パラメータ
パラメータ

形状など

大きさ
部材：0, L/1000, L/1500, L/5000

初期たわみ

正弦半波

残留応力

理想的三角形分布

無、σrt=σy, σrc=0.1～0.6σy構成則

折れ線近似モデル

図-5、表-5 参照

細長比

部材長 L の変化

L/r=0.1～2.0

断面形状

無補剛箱断面

所要剛度、(ダイヤフラムの無)(フランジ：w/150, ウェブ：h/250)

解析は、材料非線形と幾何学的非線形を考慮した複合非線形解析（弾塑性有限変位解析）であり、その非線形数値計算には弧長増分法＋NR 法を用いる。また、FEM 要素にはシェル要素を採用する。
(2-2) 境界条件、荷重条件および初期たわみ
境界条件は，図-7 に示すように部材両端の弱軸周りをピンとし、強軸周りを固定する．荷重は、部材軸方向の偏心の無いように図心位置に載荷する。荷重載荷点は、図-8 に示すように端部の中立軸位置とし、左端部は水平方向移動と回転を許し、右端部は回転のみ許している．解析モデルの境界部は，載荷点の局所的変形を防ぐため板厚 1mm の剛体板を結合して、一様圧縮力を作用するようにした．
シェル要素を適用し、部材軸方向の要素分割については，応力に対して予想される座屈モードが表現できるように要素を細かく分割する．その部材軸方向分割はできるだけ等間隔とし、シェル要素のアスペクト比を，最大で 3 以下とする．また、換算細長比λの値にかかわらず断面内の分割数は、ウェブ・フランジ共に 20 要素とし、残留応力分布が表現できるように分割した．
初期たわみは，図-9 のような部材軸の初期たわみのみを与えるものとする．その形状は、部材長に対して正弦半波を仮定する．なお、板としての初期たわみ（w/150, h/250）は考慮していない。

図-7 解析条件（境界条件、荷重条件、初期たわみ）

図-8 解析モデル概念図

図-9 初期たわみの形状モデル

198

(2-3) 残留応力の設定
残留応力は，図-10 (a)のように積分点で与える．設定した残留応力に対して荷重載荷直前に自己釣合計算を実施して残留応力分布を導入する。残留応力分布は，例えばσrt=σy, σrc=0.4σy の場合，フランジ面において図-10(b)のように導入される．

残留応力[xσy]

設定した残留応力
1.2
1.1
1
0.9
0.8
0.7
0.6
0.5
0.4
0.3
0.2
0.1
0
-0.1
-0.2
-0.3
-0.4
-0.5
-700

-350

荷重載荷直前の残留応力

0

350

700

プレート中心からの距離[mm](a) 断面内の要素分割と積分点(b) FEM 入力時のフランジ残留応力分布(0.4σy)

図-10 残留応力分布

４．圧縮部材の耐荷力特性と耐荷力曲線の提案(1) 耐荷力特性
鋼材の種類が異なる表-3 の 5 橋の無補剛断面諸元を有する圧縮部材を対象にして弾塑性有限変位解析を実施した。いま、初期不整として初期たわみ v0/L=1/1000、1/1500 および 1/5000 を導入
した圧縮部材に対して、圧縮残留応力σrc=無、0.1σy、0.2σy, 0.25σy. 0.4σy をパラメータにした耐荷力解析により得られた耐荷力曲線を示したのが各々図-11～図-13 である。なお、図中には本年度改訂した道路橋示方書(H24)4)の溶接箱断面部材とそれ以外の部材に関する２本の基準耐荷力曲線を載せている。
初期たわみ v0/L=1/1000 の図-11 において、圧縮残留応力が増大するにしたがって耐荷力は低下している。(e)のσrc=0.4σy の解析結果の下限値は、道路橋示方書の溶接箱断面の基準耐荷力曲線に漸近しているが、(d)のσrc=0.25σy の解析結果はより高い曲線を示している。さらに、解析解は No.1, 3, 5 断面グループ（幅厚比は b/t=31~50）と No.2, 19 断面グループ（b/t=16~29）の耐荷力曲線に分離でき、幅厚比の小さいほど（板厚が厚い）耐荷力は高くなる。
初期たわみ v0/L=1/1500 の図-12 から明らかなように、圧縮残留応力が増大するにしたがって中間柱領域の耐荷力の低下は v0/L=1/1000 のそれに比して大きい。また、(c)のσrc=0.25σy の解析解は道路橋示方書（H24）の溶接箱断面部材の基準耐荷力曲線より高い曲線を示している。
図-13 のように非常に小さい初期たわみの場合は、残留応力を考慮しない(a)の場合ほとんどオイラー曲線に一致している。また、圧縮残留応力が増大するにしたがってλ=0.6～1.0 の中間柱領域の耐荷力低下が著しい。しかし、得られた耐荷力曲線はλの全領域にわたって基準耐荷力曲線
よりかなり高めの曲線となった。

199

H24道示(溶接箱形断面の場合)

H24道示
H24道示
(溶接箱形断面の場合)(溶接箱形断面の場合)

H24道示(溶接箱形断面以外の場合)

H24道示
H24道示
(溶接箱形断面以外の場合)(溶接箱形断面以外の場合)(a) σrc=0(b) σrc=0.1σy

H24道示(溶接箱形断面の場合)

H24道示(溶接箱形断面の場合)

H24道示(溶接箱形断面以外の場合)

H24道示(溶接箱形断面以外の場合)(c) σrc=0.2σy(d) σrc=0.25σy

H24道示(溶接箱形断面の場合)

H24道示(溶接箱形断面以外の場合)(e) σrc=0.4σy

図-11 耐荷力曲線（初期たわみ L/1000）200

(a) σrc=0(b) σrc=0.2σy(c) σrc=0.25σy(d) σrc=0.4σy

図-12 耐荷力曲線（初期たわみ L/1500）

201

(a) σrc=0(b) σrc=0.2σy(c) σrc=0.25σy(d) σrc=0.4σy

図-13 耐荷力曲線（初期たわみ L/5000）

202

初期たわみの異なる図-11～図-13 を比較すると、耐荷力は初期たわみが大きくなるにしたがって低下しているが、溶接箱断面部材の基準耐荷力曲線を下回る解析解は見られない。なお、No.1断面のλ=0.8 の部材およびλ<0.8 の部材(掲載していない)は、初期たわみが小さくなり、残留応力が増大するにしたがって耐荷力の低下が著しい。この原因は、弾性局部座屈が先行発生することにより終局を迎えたためである。
(2) 耐荷力曲線の提案
平成 24 年 5 月に改訂された道路橋示方書では、従来の圧縮部材の基準耐荷力曲線に対して、より高い許容軸圧縮応力度を可能にする新たな耐荷力曲線を採用した。これは、アーチリブなどをはじめとして実橋梁に多く適用されている溶接箱断面圧縮部材の断面設計において、耐荷力に余裕がある安全側な断面となっていることへの改善のために考慮されたものである。具体的には、
これまでの耐荷力曲線である式(1)（溶接箱断面以外の場合を対象にした）に対して、溶接箱断面を対象にした式(2)の新しい基準耐荷力曲線が規定された。この式の提案にあたっては、過去の溶
接箱断面圧縮部材の耐荷力実験、解析結果および新たな解結果のデータを基礎にした換算細長比の 2 次式で与えている。
(溶接箱形断面以外の場合)

λ  0.2 σ  1.0
σ  1.109  0.545λ 0.2 λ  1.0 
11.0 λσ0.773 λ2(1)

(溶接箱形断面の場合)

σ  1.02

σ  1.059  0.258λ  0.190λ2

σ  1.427  1.039λ  0.223λλ  0.2 0.2  λ  1.0 1.0  λ(2)

一方、今回対象にしたトラス橋斜材の溶接箱形断面を有する圧縮部材の解析結果において、道路協示方書と同じ初期不整（初期たわみ v0/L=1/1000、圧縮残留応力σrc= 0.25σy）のデータをまとめたのが図-14 である。その下限値となる曲線として、道路協示方書と同じλの 2 次曲線で表すならば下記のような耐荷力曲線を提案できる。この提案式は、式(2)の曲線に比較して、λ＝0.8～1.6 の領域においてより高い強度曲線になっている。

λ  0.2 σ  1.02

σ  1.067  0.317 λ  0.10λ2

σ  1.489  1.052λ  0.213λ

0.2  λ  1.0 1.0  λ

203

(3)

提案曲線

H24 道示(溶接箱形断面の場合)

H24 道示(溶接箱形断面以外の場合)

図-14 鋼トラス橋斜材の溶接箱形断面圧縮部材の耐荷力曲線

現在、表-1 における他の鋼トラス橋斜材の溶接箱形断面について継続してパラメトリック解析を実施している。また 2012 年度「鋼構造研究・教育助成制度」（一般テーマ研究）の継続研究テーマが採択されたため、さらなる信頼できる実データを蓄積して、新たな耐荷力曲線の提示に向けた検討を進めている。
参考文献
1) 山下洋平, 野上邦栄：高強度鋼材を用いた箱断面圧縮部材の耐荷力特性、土木学会年次学術講演会, I-638, 第 66 回, 2011 年 9 月
2) 竹内幸治, 野上邦栄，山下洋平：実橋箱断面圧縮部材の弾塑性挙動と耐荷力特性、土木学会
年次学術講演会, 第 67 回, 投稿中
3) 鋼材料・鋼部材の強度等に関する統計データの調査、土木研究所資料、No.4090、（独）土木研究所構造物研究グループ橋梁チーム、平成 20 年 3 月
4) 日本道路協会：道路橋示方書・同解説、平成 24 年 5 月

204

205

206

207

208

209

210

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2011 年度「鋼構造研究・教育助成事業」最終報告書
研究題目「耐候性鋼橋梁の保護性さび形成と環境因子のモニタリング」
研究担当者 東京工業大学 大学院理工学研究科
物質科学専攻 教授 西方 篤
１．はじめに耐候性鋼は無塗装で使用が可能なため、近年、橋梁に多く用いられている。「さびをもってさびを制する」耐候性鋼にとって、保護性さびが生成することが適用の条件となる。島国である日本においては、海浜地区では飛来海塩により、また、内陸部でも寒冷地区では冬季の凍結防止剤の散布により、保護性さびが生成し難い地域が少なくない。その適用範囲は環境条件（温度、湿度、付着塩など）に依存する。JSSC のテクニカルレポート（2006、2009 年）によると、0.5mm/100 年を橋梁の許容腐食量とすると、初年度の腐食量が 30m/year 以下の地域で耐候性鋼橋梁の適用が可能としている。
本研究では、耐候性鋼橋梁（新潟）内の異なる部位における腐食速度（1/Rp）と環境因子（温度、湿度、付着海塩粒子）を 1 年間に渡ってモニターし、耐候性鋼の腐食速度（さび形成過程）と環境因子（温湿度、海塩粒子付着量）との関係を明らかにする。中間報告では、最初の５カ月（2011 年 6 月～
10 月）のモニタリング結果を報告した。2012 年 6 月で 1 年間のモニタリングが終了したので、本最終報告では、1 年間のモニタリング結果を報告する。

２．実験方法
2.1 プローブ電極
プローブ電極の模式図を図１に示す。JIS 耐候性鋼
板から櫛型に切り出しエポキシ樹脂に埋め込んだものを腐食モニタリング用のプローブ電極として使用した。一方、海塩粒子の付着量をモニタリングするために、腐食しない SUS316L を電極としたプローブも同様に作製した。

2.2 ワッペン試験片

図１

モニタリング用プローブ電極の模式図(a)上から見た図(b)横から見た図JIS 耐候性鋼（SMA、50mm×50mm×2mm）によりワッペン試験片を作製し、プローブ電極と一緒に 1
年間曝露し、さび落とし後、腐食減耗量を計測する。2011 年 6 月 5 日に暴露を開始し、2012 年 6 月 15日に回収した。

2.3 設置場所

橋梁の設置場所等は以下の通りである。
・新潟県新潟市巻町鎧潟 飛落川用水路 苗引橋

215

・構造：ビルドアップ 2 主桁(橋長：約 25m、橋幅：約 4m)
・施主：北陸農政局 ・製作：丸誠重工 ・竣工：平成 3(1992)年 3 月
・使用鋼材：SMA400AW・BW、SMA490AW・BW ・離岸距離：約 8km(近くに気象庁の観測地点あり)

2.4 橋梁内の設置部位
腐食速度測定用プローブ電極（JIS 耐候性鋼製）、付着海塩粒子計測用プローブ電極（SUS316L 製）、
温湿度計および JIS 耐候性鋼ワッペン試験片、各 4 個を以下の 4 か所のウエブに垂直に設置し、交流腐食モニター（８チャンネル）に接続した。（橋梁の部位の詳細は中間報告書に記載）
・CH1：G1 海側外桁 JIS 耐候性鋼プローブ

・CH2：G1 海側外桁 316L プローブ

・CH3：G1 海側内桁 JIS 耐候性鋼プローブ

・CH4：G1 海側内桁 316L プローブ

・CH5：G2 山側内桁 JIS 耐候性鋼プローブ

・CH6：G2 山側内桁 JIS 耐候性鋼プローブ

・CH7：G2 山側外桁 JIS 耐候性鋼プローブ

・CH8：G2 山側外桁 JIS 耐候性鋼プローブ

2.5 計測方法
モニタリングは交流式腐食モニター（シュリンクス製）により行っている。交流測定は、高周波数（10kHZ）、低周波数（10mHz）の 2 点周波数を計測し、両者の差を分極抵抗 Rp とする。1/Rp は腐食速度に比例することが知られている＊。交流式モニターは、自動計測可能で、鉛蓄電池駆動である。太陽電池と組み合わせることにより充電なしで駆動可能である。計測は、1 時間毎に行い、計測されたデータはモニター内の SD メモリーに保存される。4 か所の温湿度データも 1 時間毎に計測する。
＊水流徹、春山志郎,防食技術, 27, 573(1978)

３．実験結果3.1 分極抵抗 Rp のモニタリング結果
本モニタリングでは、分極抵抗の逆数（Rp1）を腐食速度の指標としている。2011 年 6 月～2012 年 4月の毎月の Rp1 のモニタリング結果は参考資料（図１～図 11）に掲載した。
3.2 腐食速度（Rp1）と相対湿度の関係
本モニタリングでは腐食速度（Rp1）と相対湿度を同時にモニタリングしている。両者の関係を参考
資料の図１２～１６に示す。Rp1 の絶対値は、前述したように、同一橋梁でも部位により異なるが、すべての部位において相対湿度に強く依存し、90％を超えると急激に大きくなった。大気腐食速度が相対湿度に依存することはよく知られており、この結果は本モニタリングの信頼性を証明するものである。
3.3 各部位での平均腐食速度の月変化
モニタリング結果に基づき、2011 年 6 月 5 日～2012 年 6 月 15 日までの月ごとの耐候性鋼（SMA）の平均腐食速度を算出したのが図２である。 Rp1 値は部位に依らず 9 月に急激に大きくなり、中間報告の時点（10 月）では、海側の外桁ウエブが最大で、続いて山側の外桁、内桁では海が山側より大きか

216

ったが、冬季に入ると飛来海塩粒子の増加で、Rp1 値はさらに大きくなり、特に、冬季以降は山側の内桁が極めて大きな値を示すようになった。
ステンレス鋼（SS）プローブでモニタリングした結果を図３に示す。Rp1 値は SMA より一桁小さい値を示すが、外桁の応答が内桁より大きく、SMA の腐食速度と良く対応している。SS による付着塩量の定量化については次年度の課題とする。

図２

耐候性鋼（SMA）の腐食速度（Rp1）の月平均値

図３ステンレス鋼プローブの（Rp1）の月平均値

3.3 さび厚と腐食減耗量
1 年暴露後に回収したワッペン試験片のさび厚と腐食減耗量をそれぞれ表１と表２に示す。さび厚は（海側外桁）＜（海側内桁）＜（山側外桁）＜（山側内桁）の順で厚くなった。一方、腐食減耗量は（海側内桁）＜（山側外桁）＜（海側外桁）＜（山側内桁）の順で大きくなった。さび厚および腐食減耗量から、陸側内桁の腐食環境が圧倒的に厳しいことがわかる。この結果は図２で示した腐食モニ
タリング結果と良い一致を示している。これは冬季における海側からの飛来海塩粒子の付着が山側内
桁が極めて多いことを意味している。

表1 ワッペン試験片のさび厚測定結果
暴露位置

鋼種

回収
年

測定結果(μm)

記号
①

②

③

④

⑤

⑥

平均

S65

39.5

47.8

50.2

41.8

41.9

53.0

45.7

S66

46.6

33.4

54.0

45.0

42.4

65.2

47.8

G2(山側)内桁ウェブ

S67

109

85.3

83.4

91.3

83.3

79.6

88.7

G2(山側)外桁ウェブ

S68

59.0

52.8

43.6

61.8

52.8

61.9

55.3

G1(海側)外桁ウェブ
G1(海側)内桁ウェブ

SMA

1

217

表2 ワッペン試験片の腐食速度算出結果
**

初期重量
(g)

除錆後重量
(g)

腐食減少量
(g)

S65

39.034238.6369

0.39730.01740.0169S66

39.003438.70810.29530.01290.0125G2(山側)内桁ウェブ

S67

38.9847

38.3968

0.58790.02570.0250G2(山側)外桁ウェブ

S68

38.9845

38.6267

0.35780.01570.0152

鋼種

回収
年

*

記号

暴露位置
G1(海側)外桁ウェブ
G1(海側)内桁ウェブ

SMA

平均板厚減
少量(mm)

腐食速度(mm/y)

1

3.4 モニタリング結果（Rｐ-1）と腐食減耗量の相関
腐食モニタリングにより測定した Rp-1 と腐食減耗量から決定した実際の腐食速度（Icorr/ｍAcm2）との関係を図４に示す。これらは我々が過去行ったすべてのデータをプロットした結果である。これら
らの結果より、それらの相関式は以下の式により与えられる。

Icorr / Acm-2=

17.7×(Rp / cm2)0.16（R² = 0.759）

今回測定したデータは図中赤い矢印で示した 4 点である。これれらのデータもこの相関式で表わされることがわかる。

図４ 腐食モニタリング結果（Rp1 の平均値）と腐食減耗量から求めた平均の腐食速度（Icorr）の相関
赤い矢印の 4 点のデータが今回のモニタリング結果である。

218

４．おわりに
1 年間のモニタリングにより、信頼性の高い腐食モニタリングが可能であることを示すことができた。
また、同一橋梁でも部位により腐食速度に大きな違いがあることが明らかとなった。これらの部位の温湿度差は比較的小さいことから、腐食速度の違いは鋼材表面に付着している海塩粒子量の違いに起因していると考えられる。2012 年度の腐食モニタリングでは、ステンレス鋼プローブ電極により鋼材表面への付着塩粒子量のモニタリングを試みる。

219

220

参考資料図１

6 月の腐食速度のモニタリング結果と温湿度変化

221

222

参考資料図２７月の腐食速度のモニタリング結果と温湿度変化

223

224

参考資料図３８月の腐食速度のモニタリング結果と温湿度変化

225

226

参考資料図４９月の腐食速度のモニタリング結果と温湿度変化

227

228

参考資料図５

10 月の腐食速度のモニタリング結果と温湿度変化

229

230

参考資料図６

11 月の腐食速度のモニタリング結果と温湿度変化

231

232

参考資料図７12 月の腐食速度のモニタリング結果と温湿度変化

233

234

参考資料図８

1 月の腐食速度のモニタリング結果と温湿度変化

235

236

参考資料図９２月の腐食速度のモニタリング結果と温湿度変化

237

238

参考資料図 10

3 月の腐食速度のモニタリング結果と温湿度変化

239

240

参考資料図 11

4 月の腐食速度のモニタリング結果と温湿度変化

241考資料図 12

Rp-1 と相対湿度の関係（６月）242考資料図 13

Rp-1 と相対湿度の関係（７月）243

考資料図 14

Rp-1 と相対湿度の関係（８月）244考資料図 15

Rp-1 と相対湿度の関係（９月）245考資料図 16

Rp-1 と相対湿度の関係（10 月）

246

【研究課題名】
大型試験体による箱型鋼長柱の残留応力測定および測定した残留応力に基づく耐荷力曲線の検討【研究代表者】
大阪大学大学院 工学研究科 准教授 小野 潔

本研究論文は、都合により掲載の時期を調整中です。

247

＜一般テーマ研究・建築部門＞

2011 年度

鋼構造研究・教育助成事業（建築分野）「一般テーマ研究」 最終報告書

鉄骨平面ラチスアーチのアクティブ制振に関する研究

東京工業大学1.

序

大学院理工学研究科

建築学専攻

研究代表者：

箕輪

健一

指導教員・共同研究者：

小河利行

共同研究者：

熊谷知彦

を適用したシェル・空間構造物を実用化するには幾つか

近年，解析技術の進歩にともない自由曲面を持つシェの問題点が存在する。特に，モデルの複雑さに伴うコン

ル・空間構造物の建設が行われるようになってきていトローラでの遅れ時間の過多や制御系設計の困難さ，まる。 新 た な 空 間 デ ザ イ ン へ の 意 欲 的 な 試 み が 行 わ れ，た，応答計測の制限によるフィードバック可能な応答の日々，シェル・空間構造物の可能性は増している。この

限定は，重要な問題である。

シェル・空間構造物では，地震に対する応答が凹凸の入

そこで本研究では，鉄骨ラチスシェルの地震応答制御

れ替わる箇所などで面外方向へ励起される。このようなを行うための基礎的な研究として，縮小モデルを用いた応答増幅は屋根部材の落下などの危険性を伴い，集客

アクティブ制振実験と数値計算による解析により，アク地，避難所としての構造安全性への社会的要求から，シェ

ティブ制振の適用方法を検討する。アクティブ制振の効

ル・空間構造物の様々な制振手法が提案されている

1)，2)

。

シェル・空間構造物の制振方法の多くは，TMD（Tuned

果の把握を研究の内容とし，アクティブ制振による耐震性の向上を研究の目的とする。

Mass Damper）を付加するものや下部構造に強度型ブレー

まず，シェル・空間構造物のアクティブ制振による地スや制振ダンパーを用いるものである。このようにシェ

震波応答の低減を目標に，最適制御理論にモード制御手

ル・空間構造物の制振に関する研究は，パッシブ制振に法を適用することでモデルを低次元化し，遅れ時間の低関するものが多い

3)-6)。しかし，多数の固有モードが近減を試みる。

接しているシェル・空間構造物では，パッシブな応答低そして，圧電フィルムを用いた縮小模型のアクティブ減機構が付加されることにより，新たな箇所で応答が増制振実験を行うことで，制御効果を実証する。ここでは，大する可能性がある。一方，アクティブ制振では，他のモードを励起することなく制振することが可能であると考えられる。しかし，シェル・空間構造物を対象とした
アクティブ制振に関する研究

7)-17)

が，実用化に向けて十分に行われているとは言えない。
これまで，著者らは，シェル・空間構造物にアクティ
ブ制振を適用するために，アーチ構造物を対象にアクティブ制振に関する研究7)-9)を行ってきた。しかし，最適制御理論を基づく実験的研究

8)，9)

では，遅れ時間の過多に伴い，地震応答を低減させることは困難であった。これは，モデルの複雑さに伴うコントローラでの計
算時間の過多に起因する。このように，アクティブ制振

写真 1

257

アーチ構造物のアクティブ制振実験

Riccati の行列方程式を解くことで得られる。
 ∞
 T

J=
η Qη + uT Ru dt 			(1)

基本正常の把握が容易であり，圧電フィルムの接着面積を十分に確保することで制御力を簡易に伝達でき，かつ，軽く慣性力が小さく制御が容易なアーチ構造物（写0

ここに，η はモード座標系における速度，変位からなる

真 1）を対象としてアクティブ制振実験を行う。
次に，時刻歴応答解析および応答スペクトル法により状態変数ベクトルであり，Q，R は応答低減効果と制御

アクティブ制振の応答評価を行う。時刻歴応答解析で入力量とのバランスを決める重み行列である。なお，Rは，遅れ時間を考慮した解析を行い，実験結果との比較

は目標とする応答値を非制御時の r 倍として算出する 。

7)

および分析を行う。また，遅れ時間の応答低減量への影
響を把握する。応答スペクトル法では，伝達関数を用い

3.

アーチ構造物のアクティブ制振実験ることで応答評価を試み，最大制御力の推定を試みる。

3.1.

アクティブ制振実験の概要

最後に，鉄骨平面ラチスアーチを制御対象構造物とし制御対象は，写真 1 に示すアーチ構造物である。図 1て，アクティブ制振を適用する。ここでは，アクティブに実験装置および計測位置，表 1 に形状諸元，表 2 に材制振実験同様に最適制御理論にモード制御手法を適用す

料諸元を示す。表 3 に各モデルの制御力を入力する位置ることで，応答制御を行う。まず，伝達関数を用いた応を，表 3 右にモデル名を示す。入力波の情報を表 4 に示す。

答スペクトル法による最大制御力の推定方法を基に，アアクチュエータには圧電フィルムを用いる。なお，電圧クチュエータ配置位置の最適化を検討する。なお，4 部とひずみの関係はほぼ線形にあり，制御力は電圧に比例

材に軸力を制御力として加える 4 部材軸力制御におけるする。また，電圧には電圧増幅器の最大出力（± 600 V）

アクチュエータ配置位置の最適化を遺伝的アルゴリズムに伴う上限値が存在する。センサにはレーザー変位計まを用いて行う。そして，時刻歴応答解析により，アクチュ

たは加速度計を用い，表 5 に示す卓越モードの腹にあたエータの配置位置が最適化されたモデルにおける制御効る点 3，7 の応答をフィードバックする。この計測値の果を確認する。

ノイズをバンドパスフィルタを用いて除去する。カットオフ角周波数を表 6 に示す。コントローラには Digital2.

Signal Processor (DSP) を 用 い，DSP へ の 実 装 に は Real-

モード変換による低次元化と最適制御理論
制御系設計の困難さの解消，遅れ時間の抑制を目的に，全体座標系からモード座標系へ変換して低次元化を表3行う。コントローラの設計には最適制御理論を用いる。

制御タイプ

ここで，制御入力 u を算出するフィードバック行列 G は，

1M1
1M3
2M1

式 (1) に示す評価関数 J が最小となるように定められ，

制御力入力位置 モデル名
点番号
Ra0.2-2M1-disp-Q1
3
○
○

4
○
-

表4
加速度計

圧電フィルムモデル
入力波
2
振幅 (cm/s )時間軸

入力波の情報Ra0.2
Ra0.4
sine 波 地震波 sine 波 地震波
20
100
20
100
1/2 倍
1倍

表5
(A) 平面図

ひずみゲージ

支持台

1
A

3

4

5
O

6

7

8

レーザー変位計

9
A’

蝶番

表6

表1

形状諸元

スパン Lx (mm)
幅 Ly (mm)ライズ H (mm)
曲率半径 R (mm)
半開角 θ (deg.)

1500
250
236
1308
35

バンドパスフィルタのカットオフ周波数

表7

実験装置および計測位置
表2

Ra0.2
disp
1000
0.001

Ra0.4
acc
162.5
31.13

disp
1000
0.001

acc
81.68
15.65

遅れ時間

遅れ時間
変位計電圧出力・
圧電
DSP
d=
d/T1
加速度計出力
フィルム
計算時間
モデル
データ処理時間
駆動時間 d1+d2+d3 (%)
d2 (ms)d1 (ms)d3 (ms)
(ms)
0.64
0.07
4.2
2.4
Ra0.2 disp
-1M acc
1.4
7.8
4.5
2.9
2.54
6.7
3.8
0.64
Ra0.2 disp
3.5
-2M acc
4.24
10.6
6.1
2.9

(B) 立面図

図1

アーチ屋根の振動特性モデル
フィードバック量
カットオフ角周波数 ローパス
ωoff (rad/s)
ハイパス

加振方向

振動台

sine 波 : 1 次固有周期を有する正弦波
入力地震波 :
BCJ-L1El Centro NS (1940)
JMA Kobe NS (1995)

1 次モード（逆対称 1 波）
3 次モード（逆対称 2 波）モデル 固有周期 減衰
有効質量比 固有周期 減衰
有効質量比
h1 (%)
Me/MR (%)
T3 (s)
h3 (%)
Me/MR (%)
T1 (s)
Ra0.2
0.176
8.8
6.40
0.0373
13.6
5.21
Ra0.4
0.350
13.9
6.20
0.0660
12.9
0.90

アーチ屋根

2

重み行列 Q の種類
フィードバック量（変位：disp，加速度：acc）
制御タイプ（表 3）1 次固有周期（T1 = 0.2，0.4 (s)）

7
○

材料諸元

材質
アクリル樹脂5.18 (Ra0.2) 3.07 (Ra0.4)
板厚 t (mm)23.10 × 103
ヤング率 E (N/mm )261.8
引張強さ σB (N/mm )3.8
破断ひずみ εB (%)

Ra0.4 disp
-1M acc

258

d/T3
(%)
11.3
21.0
17.9
28.5

0.64

0.68

4.8

1.4

7.3

2.9

2.0

8.4

2.4

12.7

応答変位の比 nc/nuc
応答変位の比 nc/nucを併用した制御を行う。なお，低次

1.2
1.0
0.8
0.6
0.4
0.2
0.0

応答変位の比 nc/nuc

19)

1.2
1.0
0.8
0.6
0.4
0.2
0.0

応答変位の比 nc/nuc

フィードバック制御）では，モード変換による低次元

1.2
1.0
0.8
0.6
0.4
0.2
0.0

元化には卓越モードとその周辺のモードである 1 〜 4 次
モードを用いる。重み行列 Q1 は単位行列とし，Q2 は安定性の向上を図るために 1 次モード座標の変位および速度のみに次元の違いを考慮した値を置いた行列とする。
オシロスコープにより計測した遅れ時間を表 7 に示
す。既報
3.2.

8)，9)

に比べ，遅れ時間は 1 〜 2 割程度に減少した。

アクティブ制振実験の制御効果の分析

以下，応答は振動台に対する相対座標系で示し，r = 1.0を非制御時とする。
図 2 に 1 次モードの腹である点 3，7 における制御時の法線方向の最大応答変位 nc の非制御時の応答変位 nucに対する比と，最大制御力を示す。固有周期，制御入力
数，フィードバック量に関わらず，応答低減がみられる。
変位フィードバック制御では，r を小さくすると，最大応答変位は小さくなるものの，最大制御力は大きくなる。r が小さい場合，制御力により励起された目視可能な振動が常に生じる。この不安定な現象は，Ra0.2-1M1disp に お い て， 重 み 行 列 が Q1 の 場 合 は r が 0.5 で，Q2

0.2

0.2

0.2

0.2

0.4

0.4

0.4

0.4

0.6

0.6

0.6

0.6
(I) sine 波

では r が 0.2 で生じた。1M1 に比べ，2M1 モデルでは制

図2

右軸：

900 1.2
750 1.0
600 0.8
450 0.6
300 0.4
150 0.2
0.0
0
0.8
1 r
(a) Ra0.2-1M1-disp-Q1
900 1.2
750 1.0
600 0.8
450 0.6
300 0.4
150 0.2
0.0
0
0.8
1 r
(b) Ra0.4-1M1-disp-Q1
900 1.2
750 1.0
600 0.8
450 0.6
300 0.4
150 0.2
0.0
0
0.8
1 r
(c) Ra0.2-1M1-acc-Q1
900 1.2
750 1.0
600 0.8
450 0.6
300 0.4
150 0.2
0.0
0
0.8
1 r
(d) Ra0.2-2M1-disp-Q2

A-O 側

O-A’ 側

0.6

0.8

900
750
600
450
300
150
0
1 r

0.8

900
750
600
450
300
150
0
1 r

0.8

900
750
600
450
300
150
0
1 r

0.8

900
750
600
450
300
150
0
1 r

最大制御力 (V)制御を行う。加速度によるフィードバック制御（加速度点7

最大制御力 (V)制御）では，モード変換による低次元化を用いたモード

1.2
1.0
0.8
0.6
0.4
0.2
0.0

最大制御力 (V)変位によるフィードバック制御（変位フィードバック

化と準最適制御点3

左軸：

最大制御力 (V)Time Workshop 7.1 を用いる。

0.6

0.6

0.6

(II) BCJ-L1

アクティブ制振実験における応答変位の比と最大制御力

御力が分散され最大制御力は小さい。応答低減量の大きuncontrol (r = 1.0)
0.9
0.85
0.8

次 に， 安 定 し た 制 御 が 可 能 で 低 減 効 果 の 大 き い，
Ra0.2-2M1-disp-Q2 における制御結果を分析する。図 3 に
法線方向の最大応答変位分布を示す。ここに，最大応答
変位 nmax は入力波の最大値 Dg で除して示す。1 次モー210す。応答変位では，応答の低減が見られ，振動周期に変1/4 周期進んでいる。また，r が小さいと入力波に比べ制御力の影響が大きくなり，非制御時の位相に比べ，曲軸力（N）

げモーメントは 1/4 周期遅れ，軸力は 1/4 周期進む。
数値解析によるアクティブ制振実験結果の評価
時刻歴応答解析による実験結果の評価

実験のアーチ構造物を対象に遅れ時間を考慮した時刻
歴応答解析を行う。数値積分法はルンゲクッタ法である。なお，解析には MATLAB 7.10.0/Simulink 7.5 を用いた。

259

0.3
0.2
0.1
0.0

A’
9.0

下記数字は r の値
0.4
0.3
0.2

A
1.0

O
5.0
(II) BCJ-L1

A’
9.0

法線方向の最大応答変位分布（Ra0.2-2M1-disp-Q2）
r = 0.8

r = 0.5

r = 0.2

400
300
200
0.5
100
0
0.0
-100
-200
-0.5
-300
時間（s）
時間（s）
-1.0
-400
0.0 30.3
0.1 30.4
0.2 30.5
0.3 30.6
0.4 30.7
0.5 30.8
0.6 30.9
0.7
0.0 30.3
0.1 30.4
0.2 30.5
0.3 30.6
0.4 30.7
0.5 30.8
0.6 30.9
0.7
30.2
30.2
(A) 応答変位（法線方向）(B) 制御力
20
0.10
15
10
0.05
5
0
0.00
-5
-10
-0.05
-15
時間（s）
時間（s）
-20
-0.10
0.0 30.3
0.1 30.4
0.2 30.5
0.3 30.6
0.4 30.7
0.5 30.8
0.6 30.9
0.7
0.0 30.3
0.1 30.4
0.2 30.5
0.3 30.6
0.4 30.7
0.5 30.8
0.6 30.9
0.7
30.2
30.2
(C) 軸力(D) 曲げモーメント1.0

制御力（V）

えられる。非制御時の応答変位の位相に比べ，制御力は0.5

曲げモーメント（Nm）

応答変位（mm）

波成分が見られる。これが不安定現象の原因であると考

4.1.

O
5.0
(I) sine 波

uncontrol (r = 1.0)が見られる。なお，r が小さい場合には，軸力にも高周

4.

A
1.0

図3

化は見られない。制御力では 1 次周期の他に高周波成分

0.63ドの節である点 5 を除いて低減しており，分布形状に変化は見られない。図 4 に sine 波入力時の時刻歴応答を示

0.7

応答変位 nmax/Dg

位が sine 波で 2 割，地震波で 6 割程度に低減した。

応答変位 nmax/Dg

い Ra0.2-2M1-disp-Q2 で は， 非 制 御 時 に 比 べ 最 大 応 答 変

図4

時刻歴応答（Ra0.2-2M1-disp-Q2，点 3，sine 波）

まず，遅れ時間を実験値（表 (7)）とし，時刻歴応答応答低減を半減（p = 0.5）させたときの最大応答変位解析を行う。図 5 に実験値と解析値の比較を示す。すべの評価値を図 7 に示す。SRSS 法により算出した評価値てのモデルにおいて，最大応答変位は良い対応を示すもと実験値は概ね良い対応を示す。
最 大 制 御 力 は， 式 (2) で 得 ら れ た 各 次 の 応 答 値 か らのの，最大制御力は実験値の方が大きな値をとる。
次に，遅れ時間 d を変化させた場合の点 3 における制SRSS 法を用いて式 (4) より算出する。

est
umax =[G {m qi,j }]2 			(4)

御時と非制御時の応答変位の比 nc/nuc を図 6 に示す。遅れ時間 d は 1 次固有周期 T1 に対する比で示す。入力波，m

図 8 に 最 大 制 御 力 の 実 験 値 お よ び 評 価 値 を 示 す。

制御モデルによらず，遅れ時間が増加すると応答の低減

SRSS 法による評価値と実験値は概ね良い対応を示す。

量が少なくなる。また，遅れ時間が 1 次固有周期の 12% 以内であれば，非制御時に比べ応答は低減する。
4.2.

5.

応答スペクトル法による応答および制御力の評価

鉄骨平面ラチスアーチのアクティブ制振5.1.

アクティブ制振を適用したアーチ構造物の最大応答制御対象モデルを，応答スペクトル法（SRSS 法）により評価する。制

制御対象モデルを， 図 9 に示す平面ラチスアーチと御による応答低減を考慮した各次の応答を式 (2) に示す。
m qi,j (r, p) = m ζi,j (ρ, p) · {m β · m ϕi,j · m S(m T, m h)} (2)する。形状諸元，部材諸元を表 8，9 に示す。スパン L は
30 m であり，半開角 θ は 30 deg. である。部材は円形鋼管とする。なお，各節点の質量は 200 kg とする。振動ここに，q は応答値，β は刺激係数，φ は固有ベクトル，

S は応答スペクトル値である。添え字は m がモード次数，

特性を表 10 に，モード形状を図 10 に示す。卓越モード

i が節点番号，j が方向を示す。また，ζ は制御による応である 1 次モードのモード形状は，逆対象 1 波である。

答の低減率を表し，式 (3) で定義する。

1 − (1 − m ρi,j ) p (m ρi,j < 1)m ζi,j (p) =(m ρi,j ≥ 1)m ρi,j

モード変換による低次元化は，卓越モードとその周辺のモードである 1 〜 4 次モードで行う。 以下，r は 0.5 と

(3)

する。

ここに，ρ は周波数応答解析より算出した制御時の伝達

5.2.

アクチュエータの最適配置

関数の非制御時に対する比である。また，p は，遅れ時

5.2.1.

最適化問題の定式化

4.2 節で示した伝達関数を用いた応答スペクトル法を間による応答低減量の減少および地震波の周波数成分を考慮するための係数である。

用いてアクチュエータ配置位置の最適化を試みる。応答低減量と最大制御力が制振における制御効率の指標とな

0.3

0.2

0.1

実験値

白：点 7
uncontrol 下記数字は r の値
0.85
0.8
0.95
0.9
0.7
0.6
0.5

解析値
r = 1.0

0.2

0.1

実験値

0.1

実験値

0.0
0.0
0.0
0.0 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.0 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.0 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5(a) Ra0.2-1M1-disp-Q2(b) Ra0.2-2M1-disp-Q2(c) Ra0.2-1M3-disp-Q1(I) 最大応答変位 nmax/Dg（法線方向）
BCJ-L1800
600

El Centro NS
800

解析値
(V)

600

JMA Kobe NS
解析値(V)

黒：A-O 側 白：O-A’ 側
800
解析値
(V)
600

400

400

400

200

200

200

実験値
実験値
実験値
0
0
0
0 200 400 600 800 0 200 400 600 800 0 200 400 600 800(a) Ra0.2-1M1-disp-Q2(b) Ra0.2-2M1-disp-Q2(c) Ra0.2-1M3-disp-Q1(II) 最大制御力

応答変位の比 nc/nuc

遅れ時間（d/T1）

実験結果と時刻歴応答解析結果の比較
0%

6%

12%

0.8

応答変位の比 nc/nuc

図5
2.0
1.5
1.0
0.5
0.0
0.0

図6

0.2

0.4 0.6(I) sine 波

r
1.0

18%

24%

実験値 (2.4%)

2.0
1.5
1.0

0.2

0.4 0.6(II) BCJ-L1

0.8

r
1.0

遅れ時間と応答低減効果の関係（Ra0.2-1M1-disp-Q2，点 3）

実験値

1200

評価値

0.2
0.1
0.0
0.3

A
O 1.0
A
1.0
5.0
(a) Ra0.2-1M1-disp-Q2
実験値

O
5.0

評価値

0.2
0.1
0.0
0.3

A
O 1.0
A
1.0
5.0
(b) Ra0.2-2M1-disp-Q2
実験値

O
5.0

評価値

0.2
0.1
0.0

0.5
0.0
0.0

0.3

A
O 1.0
A
O
1.0
5.0
5.0
(c) Ra0.2-1M3-disp-Q1(A) 実験値 (B) 評価値（SRSS 法）

図 7 最大応答変位の実験値と評価値の比較（BCJ-L1，鉛直方向）

260

実験値
評価値（時刻歴応答解析）
評価値（SRSS 法）
最大制御力 (V)

0.2

0.4

r = 1.0

0.3

黒：点 3
0.5

900
600
300

r
0
0.4 0.7 1.0 0.4 0.7 1.00.4 0.7 1.0(a) Ra0.2-1M1-disp-Q2
1200最大制御力 (V)0.4

r = 1.0

JMA Kobe NS

解析値

900
600
300

r
0
0.4 0.7 1.0 0.4 0.7 1.00.4 0.7 1.0(b) Ra0.2-2M1-disp-Q2
1200最大制御力 (V)0.5

応答倍率 nmax/Dg

0.3

El Centro NS

応答倍率 nmax/Dg

0.4

BCJ-L1
解析値

応答倍率 nmax/Dg

0.5

900
600
300
r
0
0.4 0.7 1.0 0.4 0.7 1.00.4 0.7 1.0(c) Ra0.2-1M3-disp-Q1(I) BCJ-L1 (II) El Centro (III) Kobe

図8

応答スペクトル法による最大制御力（A-O 側）

節点番号
I ⑭
⑬

る。そこで，最適化の目的関数は，応答低減量を一定としたときの最大制御力の最大値を最小化するものとす

部材番号 ⑫⑪る。ここで，最大制御力の最大値の最小化を目的とした

z

(5)

A

ここに，式 (6) は制御入力数の制約である。なお，応答

表8

る。

(7)

表 10

平面ラチスアーチのアクチュエータ最適配置

例関係にあるとし，節点 I の鉛直応答変位の比 yc/yuc を 0.5

89.0
82.7
850
7.84×105
2.06×105235

平面ラチスアーチの振動特性(I) 1 次モードに換算して算出する。

(II) 2 次モード

図 10

御の最大制御力を図 11 に示す。軸力および曲げモーメ

0.8

ントは降伏軸力 Ny (200 kN)，降伏曲げモーメント My (4.1
kNm) により基準化する。部材②による軸力制御の最大制御力が 25 kN と小さい。
次に，遺伝的アルゴリズム（GA）を用いて 4 部材以

↑3.6

0.4
0.2

下に軸力を加える制御におけるアクチュエータ配置位置の最適化を行う。GA の設定は，個体数 12，交叉率 0.3，

4
3
2
1
0

①②③④⑤ ⑪⑫⑬⑭⑮
制御入力位置(I) 下弦材(II) 上弦材(A) 軸力制御

0.30

果を示す。最適配置は，1 部材軸力制御においても高効

最適配置

N

GA によりアクチュエータが最適配置された平面ラチ
スアーチの 4 部材軸力制御モデル（Rla30-4N-OA モデル）

0.10

評価値も併せて示す。時刻歴応答解析の結果，アクティ
ブ制振を適用することで，非制御時に応答の小さい中央

3
応答変位 zmax/H

SRSS 法による設計用応答スペクトル（式 (7)）に対する応答変位 zmax/H

261

150

世代
250

200

GA の結果（平面ラチスアーチ，4 部材軸力制御，p = 0.5）
×10-4

A
-15.0
×10-4

3

O
0.0

×10-4
uncontrol2
1
control
0

A’
A
15.0
-15.0
(A) 時刻歴応答解析（BCJ-L1）
×10-4
3
uncontrol2
1
control

O
0.0

A’
15.0
uncontrol2
1
control
0

A
-15.0

O
A’
A
O
0.0
15.0
-15.0
0.0
(I) 下弦材(II) 上弦材(B) SRSS 法（設計用応答スペクトル（式 (7)））

図 13

鉛直方向の最大応答変位分布（Rla30-4N-OA）

本研究では，鉄骨ラチスシェルの地震応答制御を行うための基礎的な研究として，縮小モデルを用いたアク

100

control

0

結

50

1

3

応を示している。

0

uncontrol

応答変位は低減する。また，分布形状に変化は見られな
よび応答低減量に関して，時刻歴応答解析結果と良い対

世代ごとの最小値 その世代までの最小値

20

節点の鉛直応答変位は増加するものの，他の節点の鉛直い。なお，SRSS 法による応答評価結果は，分布形状お

→

←→

N N

←→

0.15

図 12

に，最大応答変位 zmax はライズ H で除して示す。なお，

N

世代ごとの平均値

0.20

0.00

図 21 に 鉛 直 方 向 の 最 大 応 答 変 位 分 布 を 示 す。 こ こ

←→ ←

←→

0.05

における時刻歴応答解析結果を示す。入力波は人工地震
波 BCJ-L1 原波とする。

←→

N N

←→

応答変位 zmax/H

時刻歴応答解析による制御効果の分析

最大制御力 N/Ny制御となる。なお，最大制御力は 8.7 kN となる。

N N

←→

0.25

率な卓越モードの腹にあたる部材②，③，⑱，⑲による①②③④⑤ ⑪⑫⑬⑭⑮
制御入力位置(I) 下弦材(II) 上弦材(B) 曲げモーメント制御

平面ラチスアーチの最大制御力（yc/yuc 0.5 換算，p = 0.5）

図 11

変 異 率 0.03 と す る。 図 12 に，250 世 代 ま で の GA の 結

↑6.8

5

0.6

0.0

(III) 3 次モード

平面ラチスアーチのモード形状
最大制御力 M/My

1.0
最大制御力 N/Ny

まず，1 部材に軸力または曲げモーメントを加える制

6.

外径 do (mm)
内径 di (mm)2
面積 A (mm )4
断面 2 次モーメント I (mm )2
ヤング率 E (N/mm )2
降伏応力度 σy (N/mm )

Rla30
30
4.02
30
1.66

1 次モード2 次モード3 次モードモデル 固有周期 有効質量比 固有周期 有効質量比 固有周期 有効質量比
Me/MR (%)
T2 (s)
Me/MR (%)
T3 (s)
Me/MR (%)
T1 (s)
Rla30 0.0985
34.50
0.08030.00
0.04520.06

本項では，最大制御力は，応答低減と最大制御力が比

5.3.

L

平面ラチスアーチ
表 9 部材諸元

応答変位 zmax/H

5.2.2.

形状諸元

モデル名
半開角 θ (deg.)
ライズ H (m)
スパン L (m)デプス D (m)

2

D

A’

図9

場合，加速度応答スペクトル SA (m/s ) は式 (7) で示され

加振方向

H

x

スペクトルには，設計用応答スペクトルを用いる。この⑲

θ

dim uestmax ≤ 制御入力数の制限値 (6)(T < 0.16)
 3.2 + 30 T
8.0
(0.16 ≤ T < 0.64)		
SA =
5.12 / T(0.64 ≤ T )ここに，T は固有周期 (s) である。

⑱

⑤

①

最適化問題を次のように定式化する。
 est umax  			Minimize∞
Subjectto

④

③

②

O

⑮

A’
15.0

5) 吉中ティブ制振実験を行い，時刻歴応答解析および応答スペ

進，川口健一：分散型 MTMD による大スパン建築構造の振動制御に関する研究 - アーチモデルを用いた振動台実験，日本建築学会構造系論

クトル法による応答評価を行った。さらに，アクチュエー

文集，第 621 号，pp.73-80，2007.11

タ配置位置の最適化を試み，鉄骨平面ラチスアーチの地

6) 三松あずさ，熊谷知彦，小河利行，富本淳：複数の TMD を用いたアー

チ構造物の振動制御，構造工学論文集，Vol.58B，pp.489-495，2012.3

震応答制御を行った。以下に，本研究で得られた結論を

7) 箕輪健一，熊谷知彦，小河利行：最適制御理論を用いたアーチ構造物のア示す。

クティブ制振，構造工学論文集，Vol.57B，pp.169-176，2011.3
8) 箕輪健一，桑原諒子，小澤拓典，熊谷知彦，小河利行：圧電フィルムを用いたアーチ構造物のアクティブ制振実験 - その 1

1) アーチ構造物の縮小模型によるアクティブ制振実験

試験体および制御シス

テム -，日本建築学会大会学術梗概集，B-1，pp.675-676，2011.8

において，モード制御手法を最適制御理論に適用す

9) 熊谷知彦，箕輪健一，桑原諒子，小澤拓典，小河利行：圧電フィルムを用ることにより，遅れ時間を減少し，地震応答の低減

いたアーチ構造物のアクティブ制振実験 - その 2を実現した。

造物の応答性状 -，日本建築学会大会学術梗概集，B-1，pp.677-678，2011.8

制御時におけるアーチ構

10) S. Kato, S. Nakazawa, Y. Matue and T. Yamashita：Active Control of Axial Forces

2) 遅れ時間を考慮した時刻歴応答解析は，アクティブin Beam String Space Frames，IASS-ASCE International Symposium 1994，

制振実験の結果と良い対応を示す。また，遅れ時間

Atlanta，pp.664-673，1994.4
11) 加藤史郎，中澤祥二 ：張弦梁構造の軸力による多段階軸力制御 半質量ダの増加と応答低減量の関係を示した。

ンパーによる張弦梁構造の制振，構造工学論文集，Vol.41A，pp.123-132，

3) アクティブ制振を適用したアーチ構造物の地震波に1995.312) 加藤史郎，中澤祥二 ：静的荷重を受ける平面張弦構造の軸力決定法に関す対する最大応答および最大制御力は，制御による応る一考察，日本建築学会構造系論文集，第 474 号，pp.147-154，1995.8

答低減を伝達関数により表した応答スペクトル法に

13) 加藤史郎，中澤祥二 ：幾何学的非線形性を考慮した張弦梁構造の初期導入より評価可能である。

軸力決定法に関する一考察，日本建築学会構造系論文集，第 485 号，pp.81-

4) 伝達関数を用いた応答スペクトル法による最大制御

90，1996.7
14) 中澤祥二，加藤史郎：ハイブリッド GA を用いた張弦梁構造のプレストレ

力を目的関数としたアクチュエータの最適配置方法

ス導入部材最適配置の探索法に関する研究，日本建築学会構造系論文集，を提案し，遺伝的アルゴリズムにより有用性を確認

第 497 号，pp.99-105，1997.7
15) 桜井した。

宏，半谷裕彦：圧電シェルのセンシングと振動制御，日本建築学会

構造系論文集，第 497 号，pp.107-114，1997.7

5) 鉄骨平面ラチスアーチにアクチュエータを最適配置

16) 桜井したアクティブ制振を適用して，時刻歴応答解析に宏，半谷裕彦：圧電シェルのセンシングと振動制御 : 分割分布セン

サとアクチュエーター，日本建築学会構造系論文集，第 504 号，pp.65-72，
1998.2より，地震応答の低減を実現した。

17) 坂井洋介，桜井宏：圧電アクチュエータによる弾性はりの振動制御，日本建築学会東北支部研究報告集，第 62 号，pp.483-488，1999.6
18) 西村秀和，吉田和夫，下郷太郎：多自由度系に対する最適アクティブ動吸【参考文献】
1) 日本建築学会：空間構造の動的挙動と耐震設計，2006

振器（低次元化モデルを用いた制御および出力フィードバック制御），日本

2) 日本建築学会：シェル・空間構造の減衰と応答制御，2008
3) 楠

達明，薛

機械学会論文集（C 編），54 巻 508 号，pp.2948-2956，1988.12

松涛，山田大彦：TMD による単層ラチスドームの振動制御，

Control Structure Constraints，IEEE Transactions on Automatical Control，Vol.

構造工学論文集，Vol.41B，pp.17-22，1995.3
4) 吉中

19) Kosut, R.：Suboptimal Control of Linear Time-Invariant Systems Subject to進，川口健一：分散型 MTMD による大スパン建築構造の振動制御

Ac-15. No. 5，pp.557-563，1970.10

に関する研究 - 複数モード制御のための MTMD バンド幅設定法，日本建築

20) 日本建築学会：アクティブ・セミアクティブ振動制御技術の現状，2006

学会構造系論文集，第 608 号，pp.77-84，2006.10

21) 日本建築学会：建築構造物の振動制御入門，2010

262

2011 年度「鋼構造研究・教育助成事業」による「一般テーマ研究助成」最終報告
テーマ名：既存超高層鋼構造建物の長周期地震動に対する部分制振補強設計手法の確立
研究代表者 東京理科大学理工学部建築学科 助教 佐藤大樹
共同研究者 東京理科大学理工学部建築学科 教授 北村春幸
共同研究者 防災科学技術研究所 兵庫耐震工学研究センター 主任研究員 長江拓也
2.2

1. はじめに

入力地震動

近年、技術の発達と都市の機密化によって、高層建物の在解析用入力地震動は、模擬波 ART-HACHI 波(位相特性：

り方も異なり、多様な用途を持つ高層建物が増加している。

HACHINOHE1968EW)の Sv=160(cm/s)（以降 ART-HACHI160），

中でも、下層に事務所や商業施設、上層に住居やホテルで構

長周期地震動の三の丸波 2)（以降 C-SAN）および，直下型地成される高層建物が多いのが現状である。このような高層建

震の JMA KOBE を使用する。図 2(a)~(d)にスペクトル図を示

物は、高さ方向で用途が異なることで構造形式が異なり、高す。本研究では，はじめに ART-HACHI160 を入力した場合

さ方向の耐力や剛性の変化が考えられる。商業施設や事務所

で，上層の耐力・剛性の増大による影響を把握し，最後には、長スパンで構成させる場合が多く、ホテルや住居は、短

C-SAN，JMA KOBE を入力し，地震波の違いによる検討を行

スパンで構成される場合が多い。そのため上層のホテル・住う。

居部分は下層の商業施設や事務所に比べて耐力・剛性が高く

ART - HACHI160

なることが予想される。本研究では、上層の耐力・剛性を上C - SAN

げることによる応答値の変化、および下層に設置したダンパSV(cm/s)300h=5%ーの制振効果に及ぼす影響について検討することを目的とVE(cm/s)
600

JMA KOBE

h=10%

する。
200

400

100

200

2. 建物および入力概要
2.1

建物概要

図 1 に建物概要を示す。対象建物は、高さ 80.5m の 21 層T(s)鋼構造建物とする 1)。1F 階高 4.5m、2~21F 階高 3.8m である。

0

解析では、X 方向への 1 方向入力とした。建物は部材モデル(a) 速度応答スペクトル

0

1

2

3

4

T(s)

0

5

0

1

2

3

4

5

(b) エネルギースペクトルでモデル化し、スラブの合成効果は、梁の曲げ剛性のみ考慮
し耐力上昇は考慮していない。固有値解析の結果、フレーム

Sa(cm/s2)2000

状態における 1 次固有周期 T1 は 2.41 秒である。減衰はフレ

1600

ームの T1 対して h=2%となる剛性比例型とした。

1200

Sd(cm)
160

h=5%

120
80

10~21F の耐力・剛性を変化させたモデルを耐震モデルと呼ぶ。（図 1(a)）。本研究では、部材の F 値を 1.2 倍、1.4 倍し、耐力を上げることとする。主架構の剛性を上げるためには、

800
40

400
T(s)

0

部材のヤング係数を上げることとする。なお、剛性について

0は、層剛性が 1~1.4 倍(0.2 刻み)になるようにする。各倍率し

1

2

3

4

5

された鋼製ダンパーを配置したモデルを

YD
YC

9m

4

5

YB
Z

YA
5@6=30m

YX

X1 X2 X3 X4 X5 X6

図 1 建物概要

263

4.5m

1 .4
2 .28
0 .2
0 .44

3

6

1.2
2.33
0.2
0.46

2

9

耐力・層 剛性倍率 11次固有周 期(s ) 2.41
ベースシ ア係数 0.2
0.47
C b ・T 1

20@3.8=76m

80.5m

制振モデルと呼ぶ（図 1(b)）。
ダンパー

1

検討用地震動のスペクトル

なお、本研究では 1~9 層に完全弾塑性型の復元力でモデル化

FB60 の固有周期とベースシア係数0(b) 変位応答スペクトル
耐力 ・剛 性上 昇範 囲

図2

T(s)

0

(c) 加速度応答スペクトルた際の 1 次固有周期とベースシア係数を表 1 に示す。

表1

h=5%

X

(a) 耐震モデル(b) 制振モデル

3

耐震モデルの応答性状（ART-HACHI160 入力）

4 制振モデルのダンパー量の変化に伴う応答性状（ART-HACHI160 入力）

3.1 耐力変化による応答性状の検討

4.1 耐力の増大による応答値の変化

本節では、剛性倍率を 1.0 倍とし、耐力のみを増大させる

耐力を上昇させたモデルにおいて、ダンパー量の変化によことで、応答値にどのような影響を与えるか確認する。図

る応答への影響の確認を行う。なお、剛性は 1.0 倍とする。

3(a)~(c)に層間変形角 R、梁の塑性率Ｇ、および梁の累積塑

なおダンパー耐力 sQyi については,以下の式にて算出する。

性変形倍率Ｇを示す。図 3(a)より、上層の耐力を増加させNs

ることにより、上層の R が減少するかわりに下層の R が増

Q y  s  y   mi  g ,i 1sN yi s

Q yi

8 cos , Ac 

s

N yi

s

y

(1a~c)

大することが分かる。図 3(b)より、上層の耐力を 1.2 倍する

ここで、 S Q yi :ダンパーの降伏せん断力、 s  y :ダンパー量、ことで、上層の塑性化は見られない。下層においては、上層

N:全層数、 mi :i 層の質量、g:重力加速度、θ:ダンパーの取りの耐力の増加によりＧがほど増大する。図 3 (c)より、

付け角度、 s N yi :ダンパーの降伏軸力、 s  y :ダンパーの降伏

上層の耐力の増加により、下層のＧ においても増大するこ応力度(=225N/mm2)とする。

とが確認できる。

図 5(a)~(d)にダンパー量 sαy が 0.02~0.1 における、入力エ
ネルギーE、最大層間変形角 R、1 層の最大層せん断力 Q1、

FL

FL

FL

20

20

20

16

16

16

12

12

12

によるによる応答値の違いは、ほとんど見られない。しかし、

8

8

8

図 5(b)より sαy が 0.02 の際は、耐力を 1.2 倍することで R の

4

4

4

R(rad)

0
0

0.01



G

0

0.02

0

1

2

3

～0.08 の範囲では、上層の主架構の耐力を、増大させること

1.4times増大が見られる。これは、上層の耐力を増大させることで、上層の変形が低下するかわりに、下層の変形が増大するため



G

0

(b) Ｇ(a) R

ネルギーdWp について示す。図 5 より、ダンパー量 sαy が 0.04

1.2times

04

および入力エネルギーE に対するダンパーの累積塑性歪エ

耐力倍率
1.0times510である(図 3(a))。図 5 (d)より sαy=0.02 の際に、耐力を 1.2 倍

15することで dWp / E が約 10%上昇することを確認した。

(c) G

図 3 耐力の増大による応答変化(剛性 1.0 倍)

3.2

R(rad)

E(kN.m)80000

剛性変化による応答性状の検討

本節では、耐力を 1.0 倍とし、上層の剛性のみを増大させ

0.02

60000

0.016

40000

0.012
0.008

20000

た場合に応答値に与える影響を確認する。図 4(a)~(c)に上層

y

s

0

の剛性を上げた FB60 モデルの R、Ｇ、およびＧを示す。図04(a)より、上層の剛性を上げることで上層の R は小さくなる

0.02 0.04 0.06 0.08 0.1

より、上層の耐力の増大によるＧの変化はあまり見られない。

Q1(kN)

図 4 (c)より、上層の耐力の増加により、下層のＧは増加す

40000

る傾向にある。4 層においては、上層の耐力を4 倍するこ

30000とでＧが 40ほど増加していること確認できる。

20000

耐力倍率
1.0times

10000

1.2times

FL

FL

20

20

16

16

16

12

12

12

8

8

8

4

4

4

y

s

0
0

dW p / E0.6

剛性倍率
1.0times

1.4times
0

1.2times

0.4
0.2

y

s

y

s

0

0.02 0.04 0.06 0.08 0.1(c) 1 層せん断力 Q1

1.4times

0.02 0.04 0.06 0.08 0.1(b) 層間変形角 R(a) 入力エネルギーE

ものの、下層の R は変化しないことが確認できる。図 4 (b)

FL
20

0.004

0

0.02 0.04 0.06 0.08 0.1(d) dWp/E

図 5 耐力の増大による応答値の変化(剛性 1.0 倍)R(rad)

00 0.005 0.01 0.015 0.02

(a) R

G

0
0

1

2

3

(b) Ｇ

4

4.2 剛性の上昇よる応答値の変化
剛性を増大させたモデルにおいて、ダンパー量の変化によ



G

0
0

5

10

る応答への影響の確認を行う。なお、耐力は 1.0 倍とする。

15

図 6(a)~(d)にダンパー量 sαy=0.02~0.1 における、最大層間変(c) G

形角 R、1 層の最大層せん断力 Q1、入力エネルギーE、およ図 4 剛性の増大による応答変化(耐力 1.0 倍)

び、入力エネルギーE に対するダンパーの累積塑性歪エネル
ギーdWp の比について示す。図 6(a)より、上層の剛性が増大

264

することで周期が変化するため（表 1）、E は大きくなること

最大値を増大させ、累積塑性変形倍率などの累積値においがわかる。図 6 (b)より、sαy が 0.06~0.1 の範囲において、剛ては、ほとんど影響を及ぼさないと言える。

性の増大により、R は低減する傾向にあることを確認できる。
FL

FL

FL

20

20

20

耐力倍率
1.0times

は、dWp / E を増大させることが確認できる。なお、sαy=0.06

16

16

16

1.2timesの場合は、上層の耐力を 1.2 倍することで、dWp / E が 5%ほ

12

12

12

ど増大し、1.4 倍することで 10%ほど増大すること確認でき

8

8

8

図 6 (c)の、Q1 については、上層の剛性の増大による決まった傾向の変化が見られない。図 6 (d)より、上層の剛性の増大

1.4timesる。

4E(kN.m)R(rad)

80000

0.02

4
R(rad)

0
0

0.012

40000

y

s

0
0

dW p / E

40000

0.6

30000
20000

剛性倍率
1.0times

10000

1.2times
1.4times

16

16

16

0.02 0.04 0.06 0.08 0.1

12

12

12

8

8

8

0
0

4

0.02 0.04 0.06 0.08 0.1(c) 1 層せん断力 Q1

4
d

0
0

Wp(kN.m)2000 4000 6000(d) dWp
s

0
0

10

20

30

(c)ｄ

y

0.2

y

0

FL

0.4

s

4

20

(b) 層間変形角 R

Q1(kN)

3

FL

s

0

2

(b)Ｇ

20

0

0.02 0.04 0.06 0.08 0.1

1

FL

0.004

(a) 入力エネルギーE

0

0.02



d

0

20

0.008

20000

0

(a) R

0.016

60000

0.01

4
G

4
G

0
0

2

4

6

8

(e)G



d

0
0

200

400

600

(f)ｄ

図 7 耐力の増大による応答変化（sαy=0.02,剛性 1.0 倍）

y0.02 0.04 0.06 0.08 0.1

5.2(d) dWp / E

上層の剛性の増大による応答変化
図 8(a)~(f)に剛性を増大させたモデルにダンパーを設置

図 6 剛性の増大による応答値の変化（耐力 1.0 倍）

した際の高さ方向での層間変形角 R、梁の塑性率Ｇ、ダンパ
ーの塑性率ｄ、ダンパーの累積塑性歪エネルギーdWp、梁の

55.1

制振モデルにおける高さ方向での応答分布（ART-HACHI160 入力）

累積塑性変形倍率 G、およびダンパーの累積塑性変形倍率ｄ

上層の耐力の増大による応答変化

について示す。なお、耐力については 1.0 倍、ダンパー量

本節では、高さ方向での損傷について着目する。なお、上sαy=0.02 を採用するものとする。図 8a)より、上層の剛性の層の耐力の増大により、下層の梁の塑性率Ｇμ が変化するか増大により、上層の R は減少するものの下層の R に変化はあ確認するために、sαy=0.02 を採用するものとする。剛性につまり見られない。図 8 (b),(c)より、上昇の剛性の増大によるＧ

いては 1.0 倍とする。図 7 (a)~(f)に上層の耐力を増大させた

、ｄの変化は、ほとんど見られない。図 8 (d),(e),(f)より、

際の、層間変形角 R、梁の塑性率Ｇ、ダンパーの塑性率ｄ、上層の剛性の増加により、dWp、Ｇ、ｄは、増大する傾向にダンパーの累積塑性歪エネルギーdWp、梁の累積塑性変形倍ある。上層の耐力を 1.2 倍することで、2～3 層の dWp につい

率 G、およびダンパーの累積塑性変形倍率ｄを示す。図 7 (a)ては、約 20％、1.4 倍することで約 35%増大している。また、より、上層の耐力を増加させることで、下層の R が増大するｄについても、上層の耐力を倍することで約、倍ことを確認した。図 7 (b)より、上層の耐力を 1.2 倍することすることで約増大している。以上から、上層の剛性の増で、下層のＧは 30％ほど増加することが確認できる。また、

加は、下層の累積塑性変形倍率や dWp などの累積値を増大

図 7 (c)より、ｄにおいても耐力を倍することで約増させ、など最大値においては、ほとんど影響を及ぼさいな加することが確認できる。図 7 (d)より、上層の耐力の増大にいと言える。

よる dWp の変化は見られない。図 7 (b)より、Ｇは上層の耐5.1 節および本節より、上層の耐力の増加は、下層のを増力を倍することにより、ほどの増加が見られたが、図大させ、上層の剛性の増加は、下層のおよび累積塑性歪エ

7 (e)を見ると下層での Gに大きな変化は見られない。図 7 (f)ネルギーを増大させることを確認した。上層の耐力と剛性をより、上層の耐力の増大によるｄの変化は見られない。以上

同時に増大させることで、下層の塑性率およびがともに増より、上層の耐力を増加させた場合、下層の塑性率などの大し、下層に損傷が集中する結果が得られている。そこで、

265

下層のダンパー量 sαy を大きくし、ダンパーによるエネルギ

FL
20

FL

FL

20

20

剛性倍率
1.0times

配置で主架構の損傷を防止できると考えられる。次章では、

16

16

16

1.2times

効率的なダンパー量を設置した際の高さ方向での損傷につ

12

12

12

8

8

8

ー吸収率の高い制振構造とすることで、下層のみのダンパー

いて着目する。
FL
20

FL

FL

20

20

16

16

12

12

8

8

8

4

4
R(rad)

0
0

0.008

0

2

3

4

0
0

FL

FL
20

16

16

12

12

12

8

8

8

4

0
0

Wp(kN.m)2000 4000 6000(d) dWp

G

0
0

2

4

(e)G

20

6

8

1

(a) R

30

2

(b)Ｇ

3

4

FL

FL

20

20

16

16

16

12

12

12

8

8

8

4

4

0
0 2000 4000 6000 8000.
dWp(kN m)

d

0

FL
20

(c)ｄ

16

d

10

4
G

0
0.004 0.008 0.012 0

0

d

20

4

0

1.4times

(b)Ｇ

(a) R
FL
20

1

4
R(rad)

1.2times

4
G

0

0.016

4

剛性倍率
1.0times

16

12

1.4times



0

10

20

30

0

200

400

600

(c)ｄ

4



G

0
0

2

4

6



d

0

8

(e)G

(d) dWp(f)ｄ

図 9 剛性の増大による応答変化（sαy=0.06,耐力 1.2 倍）

4



d

0
0

200

400

7.

C-SAN 波入力時における上層の耐力・剛性増大の影響

7.1

耐震モデルの応答性状600

図 10(a)~(c)に，C-SAN 入力時の層間変形角 R、梁の塑性率(f)ｄ

Ｇ  、および梁の累積塑性変形倍率 Ｇ を示す。本章から，耐図 8 剛性の増大による応答変化（sαy=0.02,耐力 1.0 倍）

力と剛性を同時に増大させる。図 10(a)より，C-SAN 入力時においても，上層の耐力・剛性を増大させることで，下層の上層の剛性・耐力を増大させたモデルにおける応答性状

変形は増大する傾向にある。また，上層については，変形が前章までにおいて、上層の耐力を 1.2 倍以上に倍率を上げ小さくなる傾向にある。図 10(b)より，上層の耐力・剛性をても応答に変化はほとんど無いと確認したため、本節では、

1.2 倍することで上層は弾性範囲に留まっていることを確認

上層の耐力を 1.2 倍とし、上層の剛性を増大させた際の応答した。上層の耐力・剛性を増大することで，下層の損傷は増値について着目する。なお sαy=0.06 とする。図 9(a)~(f)に層大する傾向にある。図 10(c)より，累積塑性変形倍率におい間変形角 R、梁の塑性率Ｇ、ダンパーの塑性率ｄ、ダンパても，上層の耐力・剛性を増大させることで大きくなる傾向

ーの累積塑性歪エネルギーdWp、梁の累積塑性変形倍率 G、にある。ART-HACHI160 と比較すると，同じような傾向を示

およびダンパーの累積塑性変形倍率ｄを示す。図 9(a)より、すことを確認した。

6.

剛性の増大による、下層の R の増大が見られる。しかし図 9(b),(e)より、上層の剛性が 1.0 倍、1.2 倍の際に主架構の塑性

FL

FL

FL

化は見られない。上層の剛性が 1.4 倍の際には、塑性化が見

20

20

20

られるが、 G は未満であり、微量であると言える。図 9

16

16

16

(c),(e),(f)より、ダンパーのｄ、dWp、およびｄは、上層の剛

12

12

12

8

8

8

4

4

性の増加に伴い増大し、より制振効果が高いことが確認できる。これらから、上層の剛性および耐力の上昇により損傷は下層に集中し、下層のダンパーによる制振効果が高いことがR(rad)

0

確認できる。

0

0.01

(a) R

0.02

耐力・剛性倍率
1.0times

1.2times
1.4times

4
G 

0
0

2

(b) Ｇ

4

G 

0
0

10 20 30 40 50(c) G

図 10 耐力・剛性の増大による応答変化(耐震モデル)

266

7.2

制振モデルの応答性状

図 11(a)~(f)に，sαy=0.06 のダンパー設置時の層間変形角 R、

FL

FL

FL

梁の塑性率Ｇ、ダンパーの塑性率ｄ、ダンパーの累積塑性

20

20

20

歪エネルギーdWp、梁の累積塑性変形倍率 G、およびダンパ

16

16

16

ーの累積塑性変形倍率ｄについて示す。図 11(a)より，上層

12

12

12

8

8

8

確認した。図 11(b)，(c)より，梁は弾性範囲にあることを確

4

4

4

認した。図 12(d)~(f)より，上層の耐力・剛性を増大させるこ

0の耐力・剛性が 1.0 倍の時は上層の変形が大きくなる傾向にあるが，1.2 倍することで下層と同程度の変形になることを耐力・剛性倍率
1.0times

1.2times
1.4timesR(rad)
0とでダンパーの損傷は低減した。これは，図 2(b)からも分か

0.01

G 

0

0.02

0

4

0

(b) Ｇ

(a) Rるように，周期変動による入力エネルギーの減少と考えられ

2

G 

0
2

4

(c) G

図 12 耐力・剛性の増大による応答変化(耐震モデル)

る。
8.2

制振モデルの応答性状

FL
20

FL

FL

20

20

16

16

16

12

12

12

倍率ｄについて示す。図 13(a)より，上層の耐力・剛性を 1.2

8

8

8

倍することで下層と同程度の変形になることを確認した。図

4

4

4
G 

R(rad)

0
0

0.01

0.02

0
0

2

FL
20
16

傷が大きくなる傾向にあり，上層の耐力・剛性の増大による

4

上層の損傷低減効果が大きいと考えられる。図 13(d)~(f)より，

FLFL

上層の耐力・剛性を増大させることでのダンパーの損傷に大20

きな変化は見られない。

16

16

8

8

8

4

4

4

0 2000 4000 6000 8000

2

20

12

R(rad)

性に留めることが出来た。JMA KOBE 入力時には，上層の損

G 

(cG

12

(d) dWp13(b)，(c)より，上層の耐力・剛性を 1.2 倍することで梁を弾

0

12

0

梁の累積塑性変形倍率 G、およびダンパーの累積塑性変形

1.4times

(b)Ｇ

(a) R

ダンパーの塑性率ｄ、ダンパーの累積塑性歪エネルギーdWp、

1.2times04

図 11(a)~(f)に，sαy=0.06 時の層間変形角 R、梁の塑性率Ｇ、耐力・剛性倍率
1.0times

d

0
0

10

20

(e)ｄ

30

d

0
0

200

400

600

FL
20

FL

FL

20

20

16

16

16

12

12

12

8

8

8

4

(f)ｄ

4

図 11 耐力・剛性の増大による応答変化（sαy=0.06）

0

0.01

0.02

0
0

2

0
FL

20

20

16

16

16

性率Ｇ、および梁の累積塑性変形倍率Ｇを示す。図 12(a)よ

12

12

12

り，JMA KOBE 入力時においては上層で変形が大きくなる傾

8

8

8

向にある。しかし，上層の耐力・剛性を 1.4 倍することで，

4

耐震モデルの応答性状

図 12(a)~(c)に，JMA KOBE 入力時の層間変形角 R、梁の塑下層と変形が同程度になることを確認した。図 12(b)，(c)よ4d0

り，上層の耐力・剛性を 1.4 倍することで上層を概ね弾性にWp(KN.m)

0 2000 4000 6000 8000

2

4

(cG

FL

8.1

G 

0

4

FL
20

JMA KOBE 入力時における上層の耐力・剛性増大の影響

1.4times

(b)Ｇ

(a) R
8.

1.2times4
G 

R(rad)

0

耐力・剛性倍率
1.0times

4
d

0

d

0
0

10

20

(e)ｄ

30

0

200

400

(f)ｄ

留めることが出来た。また，ART-HACHI160 および C-SAN(d) dWp

入力時においては，上層の耐力・剛性を増大させることで下図 13 耐力・剛性の増大による応答変化（sαy=0.06）

層の損傷集中が見られたが，JMA KOBE 入力時には見られな
い。

267

600

７

まとめ
本研究では、21 層鋼構造建物を対象とし、その 10~21 層（以下、上層）の剛性・耐力を上げることによる応答値の変化、および 1~9 層（以下、下層）に設置した鋼製ダンパーの制振効果に及ぼす影響について確認した。
(1) Sv=160cm/s とした、ART-HACHINOHE を入力した場合、
非制振モデルにおいて、上層の耐力を増加させることで、下層の梁の塑性率Ｇが増大することを確認した。上層の剛性を増加させることで、下層の梁の累積塑性変形倍率Gが増大する傾向を確認した。

(2) 下層にダンパーを設置した制振モデルにおいては、上層の剛性を増加させることで、入力エネルギーE に対するダンパーの累積塑性歪エネルギーdWp の比は増大し、ダンパーがより効率的にエネルギーを吸収することが分かった。
(3) 上層の剛性と耐力が増大することで、損傷は下層に集中し、下層階のみにダンパーを配置することで建物の塑性化を大幅に低減できることを示した。
(4) C-SAN 入力時においても，上層の耐力・剛性を増大させることで下層への損傷集中が見られ，下層のみのダンパー設置で梁を弾性にすることが出来た。
(5) JMA KOBE 入力時には，上層の変形が大きくなる傾向があるが，上層の耐力・剛性を増大させることで，上層の損傷を大いに低減させることが出来た。

参考文献

1)

島田侑、佐藤大樹、長江拓也、北村春幸、福山國夫、梶原浩一、
井上貴仁、中島正愛、斎藤大樹、福和伸夫、日高桃子：超高層
建物の下層階に部分配置する履歴型ダンパーの効果と影響に関する検討 -長周期地震動を想定した耐震改修 -、日本建築学会
構造系論文集、第 75 巻、第 649 号、pp549-557、2010.3

2)

愛知県建築住宅センター：名古屋三の丸地区における地域特性を考慮した耐震改修のための基盤地震動の作成（概要版），（財）
愛知県建築住宅センター耐震構造委員会設計用入力地震動検討部会，pp.1-48，2004.6

268

SN 材を用いた溶接組立 H 形断面梁の梁端接合部に生じた脆性破壊の要因解明
宇都宮大学大学院 工学研究科・助教
中野 達也
BH 梁端接合部の破壊状況が論文から読み取れる実験的研究として

1．研究の背景と目的
鋼構造梁端接合部の早期の脆性破壊は，骨組の耐震性能を確保す

文献 5) ～ 7) がある．文献 7) では，本研究と同様の観点で実験が行る上で最も避けるべき現象のひとつであり，ノースリッジ地震およ

われており，先組み型，同時組み型ともに同程度の充分な耐力と曲び兵庫県南部地震での被害を契機に，脆性破壊の現象解明と影響因

げ変形性能が確認されているが，先組み型ではスカラップ底におけ子の特定について多くの研究が成されてきた．それらの成果は，鉄る梁フランジと梁ウェブの不溶着部からサブマージアーク溶接部に骨工事技術指針 1)，鉄骨梁端溶接接合部の脆性的破断防止ガイドライ

沿うようなき裂が早期に発生し，最終的に梁フランジ母材が破壊をン・同解説 2) などに反映され，設計，施工，材料からの総合的な脆生じている．類似の破壊形態が文献 5），6) の一部の試験体でも確認

性破壊の防止策がまとめられている．最近では，鋼構造接合部設計されているが，BH 梁端接合部の力学性能を定量的に評価できる実験指針 3) の改定で，破断防止を高く意識した接合部設計の項が興されデータは不足しているのが現状である．

るなど，徐々に一般化が図られている．しかし，破壊現象がすべて

そこで本研究では，BH 梁端接合部の破壊性状を把握すると共に，解明されたとは言い難く，残された課題も多い．

その力学性能を評価することを目的として，通しダイアフラム形式

そのひとつに，溶接組立 H 形断面梁（以下，溶接組立を BH と略記）の梁端工場溶接接合部を対象とした加力実験を行った．

に関する課題があり，スカラップ底の回し溶接省略の適否，回し溶接の溶込みを考慮したディテールの改善，サブマージアーク溶接の2．実験概要溶接品質の明確化などが挙げられている 4)．BH 梁の製作方法は，先2.1に H 形断面に組み立てたあとに開先・スカラップ加工を行う先組み

試験体計画

表 1 に試験体リストを示す．主な実験パラメーターは，スカラッ

型と，先に開先・スカラップ加工を行った鋼板を H 形断面に組み立

プ近傍の組立溶接方法とスカラップ底部の仕上げ方法である．図 1

てる開先先行型（同時組み型）の 2 種類に大別されている 1)．先組に 各 試 験 体 の ス カ ラ ッ プ 近 傍 の 状 況 を 示 し， 図 2 に 先 組 み 型 の

み型は，部材の全長をサブマージアーク溶接で組み立てるのに対し不溶着部の状況を示す．R 仕上げを行った試験体のスカラップ形状て，開先先行型はスカラップの手前でサブマージアーク溶接を止め，は，35R と 10R の複合円スカラップとした．KBR 試験体のスカラッ

スカラップ近傍をガスシールドアーク溶接で回し溶接を行う．2.1 節

プもこれらと同形状となるように，グラインダー仕上げではなく，で詳述するが，これらの製作方法の違いによってスカラップ底近傍

スカラップ加工機で行った．図 3 にスカラップ底における回し溶接の幾何学的および材料的な状況が大きく異なっており，BH 梁端接合の順序を示す 2)．前面で充分な溶込みが得られるよう留意して溶接施部の力学性能に大きな影響を及ぼす可能性が指摘されている 2), 4)．

工を行った．SBM 試験体については，スカラップ底から 120mm 程

表1
試験体名

BH 梁
製作方法

スカラップ近傍溶接方法

スカラップ底
不溶着部

SHR
サブマージ
アーク溶接

SBR
SBN ※

KBR ※

柱材
（鋼種）

仕上げ

R 仕上げ

梁材
（鋼種）

ガスシールド
アーク溶接

無

備考

BH-500×500×19×19(SN490B)

H 形断面柱一般的な先組み型

先組み型

SBM
KBM

有

試験体リスト□ -500×500×19(BCP325)

回し溶接

BH-600×200×16×25(SN490B)

開先をとり SAW（不溶着部なし）
スカラップ近傍の SAW をガウジングで削除した後に回し溶接
一般的な開先先行型

開先先行型

R 仕上げ

回し溶接を R 仕上げ（JASS6 推奨）※ 研究費が底をついたため，梁材の製作までで滞っている状況※ SAW：サブマージアーク溶接，GAW：ガスシールドアーク溶接
35R
13
10R

SAW

୙⁐╔㒊䚷㟢ฟ
25

SAW

R௙ୖ䛢

ᅇ䛧⁐᥋

୙⁐╔㒊䚷䛺䛧

GAW

ᅇ䛧⁐᥋

୙⁐╔㒊

GAW

ᅇ䛧⁐᥋䜢
R௙ୖ䛢

୙⁐╔㒊

୙⁐╔㒊

SAW䛾୍㒊䛜ṧ␃

7 35°

SHR, SBR

SAW䜢๐㝖䛧䛶
GAW

SBN

SBM

図1

BH 梁の製作方法

269

KBM

KBR

溶接の有無が，不溶着部幅に影響を及ぼす結果が得られているので参照されたい．
ճ୙⁐╔㒊䚷㟢ฟ୙⁐╔㒊䚷䛺䛧

SHR, SBR

SBN

図2

䐣
ձ

䐤
䐢
ղ

䐣
ճձ

䐤
ղ䐢

梁端部は梁フランジ接合部分を完全溶込み溶接とし，梁ウェブ接合部分を隅肉溶接とする，いわゆる工場溶接接合形式とした．梁端部の溶接は半自動 CO2 ガスシールドアーク溶接で行い，溶接ワイヤー

SBM, KBM, (KBR)

先組み型の不溶着部

図3には 1.4mm φ（YGW18）を使用し，入熱 40kJ/cm 以下，パス間温度 350℃以下で管理した．エンドタブには固形タブを使用した．裏

回し溶接の順序

当て金には FB-9×25 を使用して梁フランジ内面と組立溶接した．ダ
度の範囲にあるサブマージアーク溶接部をガウジングにより削除しイアフラムは通しダイアフラム形式とし，板厚は 32mm（SN490C）

たあと，KBM 試験体と同様に，ガスシールドアーク溶接により図 3で梁フランジと芯通しで配した．H 形断面柱を使用した SHR の接合に示した順序で回し溶接を行った．

部パネルは，降伏しないように板厚を 40mm（SN490B）とした．

図 4 に 加 力 概 要 お よ び 試 験 体 形 状 を 示 す． 試 験 体 は 逆 T 字 形

2.2

載荷方法

の 部 分 骨 組 架 構 と し， 柱 両 端 を ピ ン 支 持 と し た． 梁 材 は BH-

載荷は，図 4 に示したように油圧ジャッキにより梁自由端に正600×200×16×25（SN490B），せん断スパンは 2300mm とした．柱

負交番の漸増振幅繰返し荷重を作用させ，加力点の水平変位から接材 は □ —500×500×19( B C P325) を 基 本 と し， 比較のために SBR

合部パネルの回転と水平移動を補正した値，すなわち梁部材としての梁条件で柱材を BH-500×500×19×19（SN490B）とした試験体の変位で制御した．載荷履歴は弾性域を正負 2 回繰り返した後，±

SHR も用意した．試験体数は計 6 体である．ただし，研究費が底を2R p ，± 4R p をそれぞれ 2 回ずつ載荷したあと，±6R p の同一振幅ついたため，6 体中 2 体（SBN，KBR）は梁材の製作までで滞ってを終局状態に至るまで多数回繰り返すものとして計画した．ここで，いる状況である．

R p は 2.3 節に示す素材試験結果に基づく梁部材の全塑性曲げ耐力

BH 梁の組立溶接は無開先の両面隅肉溶接を基本とし，溶接施工は

bM p に対応する弾性部材角計算値であり，曲げ変形とせん断変形を

2 電極のサブマージアーク溶接で行った．表 2 に溶接ワイヤーの化学考慮して算定した．載荷は常温下で行い，気温は 10℃前後であった．

成分を示し，表 3 にフラックスの化学成分を示す．溶接ワイヤーに2.3 鋼材の機械的性質
実大加力実験に先立って鋼材の機械的性質を調査した．表 4 には径 4.8mm φ の Y- D，フラックスには公称粒度メッシュ 12×48 のYF-800 を使用した．溶接条件は，先行極，後行極ともに，溶接電JIS Z 2241 1A 号試験片の素材引張試験により得られた機械的性質を流 850A，アーク電圧 30V，溶接速度 75cm/min で管理した．極間は示す．角形鋼管柱は平坦部中央から切り出した．表 5 に梁フランジ

20mm，ワイヤー突出し長さは 30mm とした．写真 1 に本実験で使用

材の化学成分 ( ミルシート値）を示す．

した梁材のサブマージアーク溶接部の断面マクロ組織を示す．不溶着

図 5 および表 6 に JIS Z 2242 V ノッチ試験片のシャルピー衝撃部の幅は 3.8mm であった．なお，付録 1) にサブマージアーク溶接の試験結果を示す．試験片は図 6 に示す位置から採取し，SAW 部はサ

施工実験の結果を示す．これは，不溶着部幅と溶接条件の関係を確認

ブマージアーク溶接部の溶着金属から採取した．0℃における吸収エ

することを目的として行ったものであり，入熱と仮組みのための組立

ネルギー vE o は，母材部，フィレット部，SAW 部でそれぞれ 191，
ワイヤーの化学成分 (%)

表2
C

Si

Mn

0.12

0.03

2.01

ṇ㈇஺␒₞ቑ⧞㏉ࡋ㍕Ⲵ
ࢪࣕࢵ࢟

写真 1

ᶓ⿵๛

マクロ組織
表4

2300

2550

ヨ㦂య

ᶓ⿵๛

部位

鋼種

梁フランジ
梁ウェブ
角形鋼管柱

SN490B
BCP325PS

Cu

0.014 0.005

0.08

表3

フラックスの化学成分 (%)

SiO2

SiO2+MnO+TiO2

CaO+MgO

51

85

13

使用鋼材の機械的性質
t

σy1

σy2

σu

(mm)

(N/mm2)(N/mm2)(N/mm2)

(%)

25.6

372

361

532

29.5

16.7

368

343

517

28.8

19.6

375

359

519

26.5

EL.

t：板厚，σy1：上降伏点，σy2：下降伏点，σu：引張強さ，EL.：破断伸び

表5
図4

加力概要および試験体形状（単位：mm）

270

梁フランジ材の化学成分 (%)

C

Si

Mn

P

S

Ni

Cr

Mo

V

0.16

0.34

1.44

0.018

0.002

0.02

0.03

0

0

100

150

⬤ᛶ◚㠃⋡ (%)

100
50
vE㸻27J

0
-60

-30

0
ヨ㦂

30
ᗘ (Υ)

60

図5
表6

ẕᮦ㒊䚷

SAW㒊
ࣇ࢕ࣞࢵࢺ㒊
ẕᮦ㒊

60
40
20
0
-60

90

-30

0
ヨ㦂

30
ᗘ (Υ)

vT E

vTs

α

β

(J)

(J)

(℃ )

(℃ )

×10-2

×10-2

母材部

191

220

-37.9

-26.2

4.98

4.97

フィレット部

155

172

-37.6

-12.1

5.93

4.40

SAW 部

14

59

46.2

52.9

2.46

3.65

T

Cr T

1

90

6
50

50

図6

シャルピー試験片の採取位置

200vE shelf

上部棚吸収エネルギー，vT E ：エネルギー遷
移温度，vT s ：破面遷移温度，α：エネルギー
遷移係数，β：破面遷移係数60

シャルピー衝撃試験結果

vE

1
6

シャルピー衝撃試験結果

vE o ：0℃における吸収エネルギー，vE shelf ：

SAW㒊

CL

vE o

採取位置

䝣䜱䝺䝑䝖㒊䚷

80

150vE0 (J)྾཰࢚ࢿࣝࢠ࣮ (J)200

文献 4) 試験片採取位置

100

ᮏᐇ㦂BH

50

v E shelf

0

ᮏᐇ㦂

0

200

exp ^D T  vTE `  1
100
exp ^E T  vTs `  1

図7

155，14J であり，SAW 部の vE o が極端に小さい値を示した．脆性ᩥ⊩4) A♫ᩥ⊩4) B♫ᩥ⊩4) C♫ᩥ⊩4) D♫vE0㸻27J400
ධ⇕ (kJ/cm)

600

800

サブマージアーク溶接金属のシャルピー衝撃値

につれて衝撃値が低くなることが確認されている 8)．

破面率についても同様に，母材部，フィレット部に比べて SAW 部の本実験で採用した溶接条件は，BH 梁を成形する際のサブマージアー

脆性破面率が大幅に大きい値を示した．母材とフィレット部の破壊

ク溶接による無開先すみ肉溶接として一般的なものである．現時点で靭性に大差はないが，サブマージアーク溶接金属の破壊靭性は極め

本実験により得られた vE o が極端に小さい値を示した原因を特定するて低いことが判明した．

ことはできないが，上記が一因として考えられる．

ここで，図 7 にサブマージアーク溶接金属の vE o と入熱の関係 4)を示す．図中には，本実験に使用した BH 梁に関するデータと施工

3．実験結果および考察

実験のデータ付録 1) を併記している．図から，文献 4) のデータは，全

3.1

実験経過

体として入熱の増加に伴って vE o が減少する傾向が見られるが，大入

図 8 に実験により得られた梁端作用モーメント M と梁部材角 R の熱の条件でも 27J 以上の性能を有していることがわかる．これに対し関係を示す．縦軸は bM p で無次元化しており，図中には脆性破壊をて，本実験の BH 梁の入熱は 2 電極のサブマージアーク溶接としては生じたサイクルを併記している．表 7 に破壊状況写真の一覧を示す．

ほぼ下限の約 40kJ/cm であるが，vE o は 15J 前後の性能しか示してい側面マクロ組織は梁幅中央の不溶着部が確認できる断面を対象としない．ただし，文献 4) のデータは 2 電極で 1 パスの場合のデータでた．以下に各試験体の実験経過を述べる．

あるが，図 7 中に示すように，V 形開先で裏当て金形式の突き合わSHR 試験体（H 柱 - 先組み BH 梁接合部）は，-2Rp サイクルの 1

せ溶接継目を対象としている上に，溶接線に対する試験片の採取方

回目にスカラップ底において延性き裂の発生が観察された．その後，

向も本実験の場合と異なっている．V 形開先の突き合わせ溶接継目

梁の変形の進行に伴い梁フランジ幅方向へ延性き裂が徐々に進展しを形成するサブマージアーク溶接金属のシャルピー衝撃値には異方性ながら梁材軸方向へ開口する様子が観察され，-6R p サイクルの 1 回があり，試験片の採取方向が溶接線の直交方向から平行方向に近付く

目に梁フランジ母材が脆性破壊を生じた．

1.5

M / bMp

1.0

SHR

SBR

+4Rp(1) KBM

SBM+6Rp(1)

0.5
0
-0.5
-1.0
-1.5

-6Rp(1)-0.04-4Rp(1)

-0.02

0
0.02
R (rad)

0.04

-0.04

-0.02

図8

0

R (rad)

0.02

0.04

-0.04

-0.02

0

R (rad)梁端作用モーメント M －梁部材角 R 関係

271

0.02

0.04

-0.04

-0.02

0

R (rad)

0.02

0.04

表7
SHR

破壊状況一覧

SBR

SBM

KBM

梁
フ
ラ
ン
ジ
外
面

ス
カ
ラ
ッ
プ
底
近
傍

梁
フ
ラ
ン
ジ
中
央
破
壊
面

SBR 試験体（□柱 - 先組み BH 梁接合部）は，+2R p サイクルの 1へ半月状に開口する様子が観察され，+6R p サイクルの 1 回目に梁フＡ
回目にスカラップ底において延性き裂の発生が観察された．その後，Ｂ

ランジ母材が脆性破壊を生じた．

梁の変形の進行に伴い梁フランジ幅方向へ延性き裂が徐々に進展し3.2

ながら梁材軸方向へ開口する様子が観察され，-4R p サイクルの 1 回

破面観察・解析表 7 の梁フランジ中央破壊面を観察すると，先組み型の試験体

目に梁フランジ母材が脆性破壊を生じた．

（SHR，SBR，SBM）では，破壊面全体に明瞭なシェブロンパター

SBM 試験体（□柱 - 先組み BH 梁接合部に回し溶接施術）は，+2R p サイクルの 2 回目にスカラップ底の回し溶接側面の止端部におンが確認できる．スカラップ底近傍には延性破面が見られ，その下部にシェブロンパターンの起点が確認できる．

いて延性き裂の発生が観察された．その後，梁の変形の進行に伴いこの境界部を含む領域を対象として，走査型電子顕微鏡による破回し溶接止端部に沿って延性き裂が徐々に進展しながら梁材軸方向

面解析を行った．写真 2 に SBR 試験体の破面解析結果を示す．領域へ開口する様子が観察され，+4R p サイクルの 1 回目に梁フランジ母

A では典型的なディンプルパターンが確認でき，この位置では延性

材が脆性破壊を生じた．なお，破面には不溶着部の存在が確認され破壊が生じたことを示している．領域 B では，上半分にディンプル

たが，延性き裂発生の起点とは異なっていた．

パターンが観察される一方で，下半分にリバーパターンが確認でき

KBM 試験体（□柱 - 開先先行 BH 梁接合部で回し溶接のまま）は，る．領域 C では典型的なリバーパターンが確認でき，この位置では-2R p サイクルの 1 回目にスカラップ底の回し溶接前面の止端部にお脆性破壊が生じたことを示している．すなわち，解析結果は，スカラッ

いて延性き裂の発生が観察された．その後，梁の変形の進行に伴い

プ底近傍で発生した延性き裂が梁フランジ内のサブマージアーク溶

回し溶接止端部に沿って延性き裂が徐々に進展しながら梁材軸方向

接金属に進展・成長したあと，領域 B 近傍で破壊形態が転化して脆

A
B
Ｃ

領域 A

撮影位置

写真 2

領域 B

SBR 試験体の破面解析結果（撮影倍率 1000 倍）

272

領域 C

性破壊に至ったことを物語っている．この破面状況は先組み型の 3ンジ内に残留するサブマージアーク溶接金属への再熱効果による破体の試験体で共通であった．また，写真 1 に示した BH 梁のサブマー

壊靭性の改善は見られなかった．
柱の断面形状の影響について，SBR と SHR を比較すると，SBR のジアーク溶接部のマクロ組織と比較すると，脆性破壊の起点となった位置は，サブマージアーク溶接部の溶着金属部から熱影響部近傍方が塑性変形能力が小さく，SBR の Eη A は SHR の 3 割程度でしかなに対応していることがわかる．

かった．両者とも低靭性のサブマージアーク溶接部を有しているが，開先先行型の試験体（KBM）では，梁フランジ幅中央に全厚を貫SHR は Eη A ＝ 40 と充分な塑性変形性能を示した．図 10 にこれら通する延性破面が見られ，その両側にシェブロンパターンが広がっの試験体の履歴曲線より抽出した正載荷時の骨格曲線 9) を示す．塑

ている様子が確認できる．延性破面は層状になっており，梁フラン性変形性能にも大差が見られるが，同一部材角時の曲げ耐力を比較

ジ外面に近い最下層以外では圧縮力の影響と考えられる破面組織のしても，SBR は SHR に対して 1 割程度小さい値を示していること

潰れが確認できている．すなわち，この試験体の破面は，スカラッがわかる．図 11 に +2R p 時の梁ウェブ材軸方向骨格歪分布を示す．

プ底の回し溶接止端部で発生した延性き裂が板厚方向へ段階的に進SHR の歪分布は概ね平面保持が成立しているのに対して，SBR は中展・貫通したあとに脆性破面に転化し，梁フランジ全体へ伝播した間部に歪が生じていない上に，最外縁近傍に歪が集中している．こことを物語っている．

れらのことから，SBR と SHR の同一部材角時における曲げ耐力の3.3

差は，柱面の面外剛性に依存する梁ウェブ接合部分の負担曲げ耐力

梁端接合部の力学性能

表 8 に主要な実験結果を示し，図 9 に累積塑性変形倍率 EηA 9) を示す．

に起因するものであると言える．なお，表 8 に最大曲げ耐力評価 3)

E

η A は SHR ＞ KBM ＞ SBR ＞ SBM の順に大きく，その値はそれぞを示したが，計算値ではそこまでの大差は生じておらず，早期の脆

れ 40，29，12，9 であった．梁崩壊するラーメン骨組の FA ランク

性破壊が生じた試験体では危険側の評価となっている．
図 10 に正載荷時に引張側の梁フランジの骨格歪 εf を併記した．こ

梁部材に要求される塑性変形性能は Eη A ≧ 20 10) であるが，□柱 - 先

こで，ε f は梁フランジ外面においてスカラップ底断面位置に貼付し組み BH 梁接合部である SBR と SBM はこれを満足していない．
スカラップ近傍状況の影響について，SBR と KBR を比較すると，た歪ゲージの平均値である．同一部材角時の ε f を比較すると，SHR

SBR の方が塑性変形能力が小さく，SBR の Eη A は KBR の 4 割程度

に対して SBR の方が約 2 倍弱大きくなっており，SBR の方が SHR

でしかなかった．延性き裂の発生が観察された時期が若干異なるが，に比べて早期に梁フランジで過大な引張歪が生じている．計算値で破面解析の結果から，サブマージアーク溶接部の低靭性に起因しては，梁ウェブ接合部分の負担曲げ耐力の差は接合部全体の最大曲げ

SBR の方が早期に脆性破壊へ転化したことの影響が大きいと言える．

耐力のわずか 5% 程度であるが，梁ウェブ接合部分の曲げ負担は塑

SBR と SBM を比較すると，EηA は同程度の値を示した．SBM には，性変形性能を左右する極めて重要な影響因子であることが改めて確

先組み BH 梁のスカラップ近傍をガウジングしたあとに回し溶接を認された．
以上の検討結果から，SN 材を用いた溶接組立 H 形断面梁の梁端

SBR

30

M/bMp

1.0
FAࣛࣥࢡᱱࡢせồᛶ⬟

20
10
0

SHR

SHR

SBR

図9

SBM

10
SHR

SBR

0

KBM

2

4

R / Rp

図 10

変形性能の比較
表8

Hf

Hf

0.5

15

M/bMp

6

8

5

ᱱࣇࣛࣥࢪ㦵᱁ṍࠉHf (%)

1.5

40

M / bMp⣼✚ረᛶኚᙧಸ⋡ࠉEKA施す工程を加えたが，スカラップ近傍の不溶着部の除去と，梁フラ

SBR
SHR

Hw (%)-2-1

eM max
(kNm)

SHR

1

2

0

図 11

骨格曲線の比較梁ウェブの歪分布（+2Rp 時）

主要な実験結果および最大曲げ耐力評価の一覧

実験値
試験体名

0

eM max最大曲げ耐力評価

η

jM fu
(kNm)

η

E S

bM p

E A

+

-

+

-

+

-

+

-

Total

2056

-2016

1.32

-1.29

6.6

4.0

20.3

19.6

39.9

SBR

1819

-1742

1.17

-1.12

3.0

1.9

5.9

5.9

11.8

SBM

1862

-1680

1.20

-1.08

3.0

1.3

6.0

2.8

8.8

KBM

1896

-1971

1.22

-1.27

2.9

4.0

16.0

12.7

28.7

1564

jM wu
(kNm)

jM u
(kNm)

bM p

468

2032

1.31

364

1927

1.24

eM max

jM u

jM u

+

-

1.01

-0.99

0.94

-0.90

0.97

-0.87

0.98

-1.02

eMmax：最大曲げ耐力実験値，bMp：全塑性曲げ耐力計算値（＝ 1557kNm），EηS：骨格曲線を対象とした塑性変形倍率 9)，EηA：履歴曲線を対象とした累積塑性変形倍率 9)，
jMfu ：梁フランジ接合部分の最大曲げ耐力計算値 3)，jMwu ：梁ウェブ接合部分の最大曲げ耐力計算値 3)，jMu ：梁端接合部の最大曲げ耐力計算値 3)（jMu ＝ jMfu + jMwu ）273

接合部において脆性破壊が生じた要因は，サブマージアーク溶接金教授）から貴重な御指導を賜った．研究推進では，増田浩志先生（宇属の低い破壊靭性である．また，柱面の面外剛性が低いと梁ウェブ

都宮大学大学院・教授）から貴重な御意見を賜った．実験では，新接合部分の負担曲げ耐力が小さくなり，スカラップ底における延性

田泰弘君（鉄建建設，元 宇都宮大学大学院・大学院生），三浦加奈子

き裂の発生時期および進展速度が速くなることで，脆性破壊が早期

君（宇都宮大学大学院・大学院生）をはじめとする宇都宮大学の大に生じた．どちらかに配慮した設計を行うことにより，早期の脆性

学院生・学生諸氏から多大なる協力を得た．

破壊を防止することが可能である．

付記して，深甚なる感謝の意を表す．

4．まとめ

参考文献
1) 日本建築学会：鉄骨工事技術指針・工場製作編，2007.2

本研究では，BH 梁の製作方法と柱面の面外剛性をパラメーター

2) 日本建築センター：鉄骨梁端溶接接合部の脆性的破断防止ガイドライン・とした加力実験を実施し，梁端接合部の破壊性状を把握すると共に，

同解説，2003.9

塑性変形性能の違いを実験的に明らかにすることができた．以下に3) 日本建築学会：鋼構造接合部設計指針，2012.3

得られた結果を要約する．

4) 日本建築学会：鉄骨工事 (JASS6) 運営委員会 調査研究成果報告会 資料集，
2000.111) H 柱 - 先組み BH 梁接合部と□柱 - 開先先行 BH 梁接合部は，梁5) 立山英二，湯田誠，田中利幸：スカラップを有する実大鉄骨梁の単調およ崩壊するラーメン骨組の梁部材に要求される塑性変形性能を満足び繰返し加力下における力学的特性と破壊性状に関する研究，日本鋼構造

した．他方，□柱 - 先組み BH 梁接合部は要求性能の 5 割程度の協会鋼構造論文集，第 3 巻第 10 号 pp.49-60，1996.6
6) 桑村仁，伊山潤，横山幸夫：高層建築における柱－梁溶接仕口の脆性破壊，性能しか有していなかった．

日本鋼構造協会鋼構造論文集，第 4 巻第 16 号 pp.1-16，1997.12

2) 実験に使用した BH 梁のサブマージアーク溶接金属の破壊靭性は

7) 東清三郎，鈴木孝彦，森田耕次：溶接組立箱形断面柱に接合される溶接組

極めて低く，0℃のシャルピー吸収エネルギーが 14J であった．

立 H 形断面梁の破壊性状に関する実験的研究，日本鋼構造協会鋼構造論文

3) 先 組 み BH 梁 で は， ス カ ラ ッ プ 底 で 発 生 し た 延 性 き 裂 が 梁集，第 7 巻第 25 号 pp.63-77，2000.3

フランジ内のサブマージアーク溶接部で脆性破壊へ転化していた．

8) 松山隼也，坪井潤一郎：SAW 金属のシャルピー衝撃値におよぼす溶接金属

すなわち，脆性破壊の要因はサブマージアーク溶接金属の低い破内不均質性，異方性の影響，溶接学会全国大会講演概要，No.22，pp.3637，1978.3

壊靭性である．

9) 建築研究所，日本鉄鋼連盟：鋼構造建築物の構造性能評価試験法に関する

4) 先組み BH 梁のスカラップ近傍をガウジングしたあとに回し溶接研究 委員会報告書，pp.81-83，2002.4
10) 日本建築学会：建築耐震設計における保有耐力と変形性能（1990），鋼構を施す工程を加えても，スカラップ近傍の不溶着部の除去と，梁造編，1990.10

フランジ内に残留するサブマージアーク溶接金属への再熱効果による破壊靭性の改善は期待できない．
5) 柱面の面外剛性が低いと梁ウェブ接合部分の負担曲げ耐力が小さ

付録 1)

サブマージアーク溶接の施工実験

不溶着部幅の測定とその安定性を確認する目的で，BH 梁の製作に先立ってくなる．これにより，梁フランジの曲げ負担が増加して早期に過サブマージアーク溶接の施工実験を行った．付表 1 に溶接条件一覧を示す．本

大な引張歪が生じ，スカラップ底近傍における延性き裂の発生時実験で採用した条件は no.2 であり，最初に BH 製作工場から提示のあった条期および進展速度が速くなることで，脆性破壊が早期に生じた．

件である．なお，使用した鋼材および溶材は本実験と同じである．

6) 開先先行型の BH 梁を使用するか，梁ウェブ接合部分の負担曲げ

付図 1 に不溶着部幅の測定結果を示す．不溶着部幅は 3 ～ 6mm であり，全耐力を充分に確保することにより，BH 梁端接合部の早期の脆性体として入熱の増加に伴って不溶着部幅が小さくなる傾向が得られた．また，
図の凡例で分類しているとおり，H 形に仮組みする際にフランジ板とウェブ板破壊を防止することが可能である．

の組立溶接を行うが，ビードのある部分はない部分に比べて不溶着部幅が大きくなることが確認された．そのため，試験体に使用した BH 梁の製作では，組謝辞

立溶接部分がスカラップ近傍に含まれないように加工を行った．
付図 2 にシャルピー衝撃試験結果を示す．試験片の採取位置は図 6 に示した

本研究は，（社）日本鉄鋼連盟から 2010 ～ 2011 年度「鋼構造研究・

SAW 部であり，実験温度は 0℃のみとした．v E o は 12 ～ 15J 程度であり，本教育助成事業（一般テーマ研究）」の助成を受けた．

実験で使用した BH 梁と同様に 27J を満たしておらず，溶接条件に関わらず低研究方針および実験計画について，田渕基嗣先生（大手前大学・

1
2
3
4

溶接電流 ｱｰｸ電圧 溶接速度
入熱
(A)
(V)
(cm/min) （kJ/cm）

先行

750

36

60

後行

850

34

60

850

30

75

40.8

850

30

90

34.0

先行
後行
先行
後行
先行
後行

850

30

105

55.9

29.1

⤌❧⁐᥋࡞ࡋ㒊ศ⤌❧⁐᥋࠶ࡾ㒊ศ

200

6

150
vEo (J)No 電極

8溶接条件一覧
୙⁐╔㒊ࡢᖜ (mm)付表 1

い靭性値を示した．

4

50

2
0
20

100
vE0㸻27J

0
30

40

50

60

0

20

ධ⇕ (kJ/cm)

付図 1

不溶着部幅に関する施工実験結果

274

40

60

ධ⇕ (kJ/cm)

付図 2

シャルピー試験結果

80᪤Ꮡ㗰ᵓ㐀ᘓ⠏≀ࡢ㛗࿘ᮇᆅ㟈ືᑐ⟇ࢆ┠ⓗ࡜ࡋࡓྠㄪᆺไ᣺⿵ᙉࢩࢫࢸ࣒ࡢ㛤Ⓨᮾ໭኱Ꮫ኱Ꮫ㝔ᕤᏛ◊✲⛉㒔ᕷ࣭ᘓ⠏Ꮫᑓᨷඖ ி㒔኱Ꮫ኱Ꮫ㝔ᕤᏛ◊✲⛉ᘓ⠏Ꮫᑓᨷᮾ໭኱Ꮫ኱Ꮫ㝔ᕤᏛ◊✲⛉㒔ᕷ࣭ᘓ⠏Ꮫᑓᨷ஬༑Ꮚᖾᶞ㸦◊✲௦⾲⪅㸧ᮤ㻌 㻌 ᭷㟈㻌 䠄ඹྠ◊✲⪅䠅ụỌ ᫀᐜ㸦ඹྠ௦⾲⪅㸧 ᗎㄽ
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



275





undamped mode of the primary system
combination of 1st to 11th pairsof modes of the controlled system

1st mode10

2nd mode 3rd mode
10
10

8

8

8

6

6

6

4

4

4

2

2

2

0
-2

0

0
0
-0.5 0 0.5-0.5 0 0.52(a) participation mode vectors of the undamped primary system

¦£
¦¦
¦¦
¦¦
¦¦
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¦¦
¦¦
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¦
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¦¥
1 st pair 2 nd pair 3 rd pair 4 th pair 5 th pair 6 th pair 7 th pair 8 th pair 9 th pair 10 th pair 11 th pair 12 th pair 13 th pair
10
10
10
10
10
10
10
10
10
10
10
10
10
8

8

8

8

8

8

8

8

8

8

8

8

8

6

6

6

6

6

6

6

6

6

6

6

6

6

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

0
2 -5 00
5 -2 00
2 -2 00
2 -2 00
2 -5 00
5 -2 00
2 -2 0000
2 -0.5 0 0.5 -0.2 0 0.2 -0.2 0 0.2

-3

-4

-4

-4

-4

-5

-5

-5

0
0
0
-0.5 0 0.5 -0.01 0 0.01 -2 0
x 10

x 10

x 10

x 10

x 10

x 10

x 10

x 10

real part
imaginary part(b) participation mode vectors of the controlled system with TVMD



㻌
㻌
㻌
㻌

damping ratio heq

0.2⢭ゎ11.4%0.15

0.1㏆ఝ್11.3%㻝ḟ䝰䞊䝗ῶ⾶㻔ከ㉁Ⅼ䝰䝕䝹䛷 㻝ḟ䝰䞊䝗䛻ᑐᛂ㻕㻞ḟ䝰䞊䝗ῶ⾶㻔ከ㉁Ⅼ䝰䝕䝹䛷㻝㻝ḟ䝰䞊䝗䛻ᑐᛂ㻕ᥦ᱌㏆ఝ᭤⥺

0.05

0

0

0.05

0.1
mass ratio N

0.15

0.2

㻌

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㻌

㻌




276

acceleration [m/s/s]
relative disp. [mm]relative disp. [mm]relative disp. [mm]

5
0
-5 0

10

20

30

40
50
60
input ground motion

70

80
exact

20

90

100
time [s]approximated13.8(exact)13.1(approximated)

0
-20 0

10

20

30

40
50
60
inter-story drift of 10th floor

50

70

80

90

100
time [s]

80

90

100
time [s]

80

90

100
time [s]28.4(exact)
26.4(approximated)

0
-50 0

10

20

30

40
50
60
inter-story drift of 5th floor

50

7039.9(exact)
35.9(approximated)

0
-50 0

10

20

30

40
50
60
inter-story drift of 1st floor

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ཧ⪃ᩥ⊩[1]Kohju Ikago, Kenji Saito, Norio Inoue: Seismic control of single-degree-of-freedom structureusing tuned viscous mass damper, Earthquake Engineering and Structural Dynamics, 2012,vol. 41, pp.453-474., doi:10.1002/eqe.1138.
[2]Kohju Ikago, Kenji Saito, Yoshifumi Sugimura and Norio Inoue: Optimum Seismic Response
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[3]Kohju Ikago, Yoshifumi Sugimura, Kenji Saito, Norio Inoue: Seismic displacement control ofmultiple-degree-of-freedom structures using tuned viscous mass dampers, Proceedings of the 8thInternational Conference on Structural Dynamics, EURODYN 2011, Leuven, Belgium, 4-6 July
2011, pp.1800-1807. (ISBN 978-90-760-1931-4)[4]Kohju Ikago, Kenji Saito, Norio Inoue: Optimum Multi-modal Seismic Control Design ofHigh-rise Buildings using Tuned Viscous Mass Dampers, Proceedings of the 13th International
Conference on Civil, Structural and Environmental Engineering Computing, Chania, Crete,
Greece, 2011.9, Paper 170, doi:10.4203/ccp.96.170.
[5]Kohju Ikago, Yoshifumi Sugimura, Kenji Saito, Norio Inoue: Seismic control design of tallbuildings using tuned viscous mass dampers, Proceedings of the CTBUH2011 World Conference,
Paper ID TS31-03, Seoul, Korea, 2011. 10.
[6](♫)᪥ᮏච㟈ᵓ㐀༠఍⦅㸸ࣃࢵࢩࣈไ᣺ᵓ㐀タィ࣭᪋ᕤ࣐ࢽࣗ࢔ࣝ㸪2005.9.
[7]஬༑Ꮚࠊᮡᮧࠊ஭ୖ㸸ྠㄪ⢓ᛶ࣐ࢫࢲࣥࣃ࣮௜ࡁከᒙᵓ㐀≀ࡢᐇ⏝ⓗᆅ㟈᫬ᛂ⟅ホ౯ἲ ࡑࡢ㸱 ྠㄪ⢓ᛶ࣐ࢫࢲࣥࣃ࣮ࡢᐇ⏝ⓗῶ⾶ホ౯ἲࠊ᪥ᮏᘓ⠏Ꮫ఍኱఍Ꮫ⾡ㅮ₇᱾ᴫ㞟㸦ᮾᾏ㸧,2012.9[8]K. Ikago, Y. Sugimura, K. Saito, N. Inoue: Simple Design Method for a Tuned Viscous Mass
Damper Seismic Control System, Proceedings of the 15th World Conference on Earthquake
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[9]ᮡᮧࠊᩧ⸨ࠊ஬༑Ꮚࠊ஭ୖ㸸ྠㄪ⢓ᛶ࣐ࢫࢲࣥࣃ࣮௜ࡁከᒙᵓ㐀≀ࡢᐇ⏝ⓗᆅ㟈᫬ᛂ⟅ホ౯ἲ ࡑࡢ㸲 ᐇ⏝ⓗᛂ⟅ホ౯ἲࢆ⏝࠸ࡓタィ౛ࠊ᪥ᮏᘓ⠏Ꮫ఍኱఍Ꮫ⾡ㅮ₇᱾ᴫ㞟㸦ᮾᾏ㸧,2012.9

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0.4
0.5
Uy/H

(a) タ⩄ᣇะᄌ૏

Pp2

1000

C1

0.005

0
-0.15

-0.1

-0.05

0

-0.015

-0.02

-0.02
0.1

0.2

0.3

(a) ᩇ

0.4
0.5
Uy/H

-0.025

Pp2

1250
0

Pp1

Pcr
Py

H3
0

0.1

0.2

0.3

0.4
0.5
Uy/H

node2

-2500
-0.6 -0.4 -0.20

0.2 0.4 0.6 0.8
Uy/H(rad)(a) タ⩄ᣇะᄌ૏
1/cNy
0.02

Pp3

Pp2

Py

-1

-2500
-0.3

-0.2

-0.1

-0.08
-0.1
-0.6 -0.4 -0.2

0
0.1
Uz/H(rad)

0.2

0.3

0.4
0.5
Uy/H

Pp3 P
y

Pp2

1250
0

Pp1

Pcr

-2500
-0.04 -0.02

0

0.02

0.04 0.06
Ux/L(rad)(c) 㕙ᄖᣇะᄌ૏
0/bMp
4

H3

3

b
b

H2

H1

M12
M21

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2
1

0

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0

C1
0

0.1

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(b) ㋦⋥ᣇะᄌ૏࿑7 ⹜㛎૕1ߩ⩄㊀-ਗㅴᄌ૏㑐ଥ

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C4

0

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C3

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2500

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-1250

-1250

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M
b 12

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1250
0

M21

-0.6

H1

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0.04
Ux/L

b

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(b) ᪞

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2500

0.02

-0.2
H2

࿑5 ゲജߩᄌൻ

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2500

0

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H4

-0.01

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0.2

0

C3

0

0
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-0.005

-0.01

0.05
0.1
Uz/H

Pcr

500 Py

0/bMp
0.4

C4

C2

0

Pp2

1000

1/bNy
0.015
0.005

-0.005-0.025Pcr

500 PyPp1

1500(b) ㋦⋥ᣇะᄌ૏࿑4 ⹜㛎૕1ߩ⩄㊀-ਗㅴᄌ૏㑐ଥ

1 /cNy0.015
0.012000 Pp3
Pp1

1500
Pp2

1000
500

Pp3

2000

1500

0

node2

H4

0.2 0.4 0.6 0.8
Uy/H(rad)-0.025-0.6 -0.4 -0.2

(a) ᩇ

0

0.2 0.4 0.6 0.8
Uy/H(rad)

(b) ᪞

Mpy

-1
-0.6 -0.4 -0.20Mcr
0.2 0.4 0.6 0.8
Uy/H(rad)࿑9 ᪞┵ࡕ࡯ࡔࡦ࠻ߩᄌൻ

࿑8 ゲജߩᄌൻ

290 ᚑᨐႎ๔ᦠ  2012 ᐕ 6 ᦬ 29 ᣣߥࠅ㧘ߘࠇએ਄⠴ജߪ਄߇ࠄߥ޿㧚৻ᣇ㧘(b),(c)ࠃࠅ㧘㋦⋥ᄌ૏ߣ▵ὐԝߩ㕙ᄖᄌᒻ߇ᕆỗߦჇᄢߒᆎ߼ߡ޿
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H4 ߦ࿶❗ゲജ߇↢ߓߡ߅ࠅ㧘㛽⚵߇ߨߓࠇߡ޿ࠆߎߣ߇ࠊ߆ࠆ㧚࿑ 9 ࠃࠅ㧘᪞ਔ┵ߩᦛߍࡕ࡯ࡔࡦ࠻ߪᮮ
ᐳዮ⠴ജ߹ߢ✭߿߆ߦჇടߒߚ㧚ߘߩᓟ㧘ૐਅߒᆎ߼ࠆ߇ 1/6rad ߹ߢߪᮮᐳዮ⠴ജࠍ଻ᜬߒߡ޿ࠆ㧚㧟㧚᪞ᮮᐳዮᓟߩ㛽⚵᜼േ 㛽⚵ౝߢߪ᪞┵ㇱ߇ᩇ᧚ߦ᜔᧤ߐࠇࠆߚ߼㧘หࠬࡄࡦߩන⚐ᡰᜬ᪞ߣᲧߴߡᮮᐳዮ⠴ജߩ਄᣹߇⷗ㄟ߹ࠇ
ࠆ㧚߹ߚ㧘ടജ᧦ઙߩ㆑޿ߦࠃߞߡ㛽⚵⠴ജ߿ᐳዮᓟ᜼േ߇⇣ߥࠆน⢻ᕈ߽޽ࠅ㧘㛽⚵ߩ႟ᕈᄌᒻ⢻ജߦᓇ㗀ࠍਈ߃ࠆ৻࿃ߣߥࠅ߁ࠆ㧚┙૕ታ㛎ߦ߅޿ߡ߽㧘᪞ᮮᐳዮᓟߩ㛽⚵⠴ജߪᕆỗߥ⠴ജૐਅߪ⿠ߎߐߥ޿ߎ
ߣ߇␜ߐࠇߚ㧚߹ߚ㧘ᢥ₂  ߦ߅޿ߡ߽㧘㛽⚵⠴ജ߅ࠃ߮タ⩄᧦ઙߩᓇ㗀ߦߟ޿ߡᬌ⸛ߒߡ޿ࠆ㧚ߒ߆ߒ㧘ធวߐࠇࠆㇱ᧚ߩᓇ㗀߿㧘᪞ߩᮮᐳዮᓟ᜼േ߇㛽⚵ో૕᜼േߦਈ߃ࠆᓇ㗀ߦߟ޿ߡߪචಽߦᬌ⸛ߐࠇߡ޿ߥ޿㧚ᧄ▵ߢߪ㧘ẋჇ᳓ᐔജࠍฃߌࠆ㐷ᒻ㛽⚵ࠍኻ⽎ߣߒߚᢙ୯⸃ᨆ 1)ࠍⴕ޿㧘᪞┵ㇱߩ᜔᧤ᐲߦᓇ㗀ߔࠆⷐ࿃ߣߒߡ㧘ᩇߣ᪞ߩᦛߍ೰ᕈᲧߦߟ޿ߡ⠨ኤߒ㧘᳓ᐔജߩടജ᧦ઙߦࠃࠆ᪞ߩᮮᐳዮ᜼േߩ㆑޿ߦߟ޿ߡᬌ⸛ߔࠆ㧚㧟㧝 ⸃ᨆࡕ࠺࡞ ⸃ᨆኻ⽎ߪ࿑ 10 ߦ␜ߔ㐷ᒻ㛽⚵ߢ޽ࠆ㧚㓏㜞ߪ 3.5m㧘᪞ᢿ㕙ߪ H400×200×8×13 ߣߒ㧘ࡄ࡜ࡔ࡯࠲ߪ㧘㧔⴫ 3㧕㧚
ᩇᢿ㕙ࠍ‫غ‬250×250×16㨪‫غ‬350×350×16 ߩ 5 ⒳㘃㧘
᪞ࠬࡄࡦ L ࠍ⚦㐳ᲧOy=170㨪300 ߩ 7 ⒳㘃ߣߔࠆ⴫ 4 ߦ␜ߔࠃ߁ߦᩇ᪞⠴ജᲧߪ޿ߕࠇ߽ 1 એ਄ߢ᪞వⴕ㒠ફဳߢ޽ࠆ㧚ᔕജ߭ߕߺ㑐ଥߪࡃࠗ࡝࠾ࠕဳ㧘㒠
ફᔕജᐲVy=235N/mm2㧘ࡗࡦࠣଥᢙ E=2.05105N/mm2㧘㒠ફᓟߩធ✢൨㈩ଥᢙߪ E/100 ߢ޽ࠆ㧚ߖࠎᢿᒢ
Z

0.5H
1

y

t
2

3.5m

3

4

6

10

7

8

9

X

変位拘束

y=235N/mm
11E=2.05×105N/mm2

外力

ひずみ硬化係数比：1/100
G=0.79×105N/mm2

節点番号

2

(a) 㛽⚵ࡕ࠺࡞

0.5H

0.5H

(i) CT

b
y

0.5H

tf

Y

tw

⴫3 ⸃ᨆኻ⽎h2 h1x
h2

bx

L
5

y
A1 A2

h1
y
A1 A2 h1
h x A3 h2
x
b2

b

b1

⴫4 ᩇᢿ㕙⻉㊂(b) ㇱ᧚ᢿ㕙ߩࡕ࠺࡞ൻ

H(ii) C(c) ടജᣇᴺ
࿑10 ⸃ᨆࡕ࠺࡞

H(iii) T

291 ᚑᨐႎ๔ᦠ  2012 ᐕ 6 ᦬ 29 ᣣᕈଥᢙ G=0.79105N/mm2 ߪ⸃ᨆਛ৻ቯ୯ߣߔࠆ㧚࿑ 10(b)ߦ␜ߔࠃ߁ߦฦᢿ㕙ⷐ⚛ߪ㧘ᢿ㕙Ⓧ A㧘႟ᕈᢿ㕙ଥᢙ Zpx㧘Zpy㧘ᢿ㕙 2 ᰴࡕ࡯ࡔࡦ࠻ Ix㧘Iy㧘෻ࠅ 2 ᰴࡕ࡯ࡔࡦ࠻ IZߣࠨࡦࡉ࠽ࡦߩߨߓࠇቯᢙ J ࠍ৻⥌ߐߖࠆࠃ߁ߦ㔌ᢔൻߔࠆ㧚ㇱ᧚ߪ᧚ゲᣇะߦ㧘ⷐ⚛㐳߇߶߷᪞ߖ޿ߣߥࠆࠃ߁ߦ╬ಽഀߔࠆ㧚ടജ᧦ઙߪ࿑ 10(c)ߦ␜ߔࠃ߁ߦ㧘ਔᩇ㗡ߦဋ╬ߦ᳓ᐔജࠍタ⩄ߔࠆ႐ว㧔CT㧕㧘᪞ߦ࿶❗ゲജ߇౉ജߐࠇࠆ႐ว㧔C㧕㧘᪞ߦᒁᒛゲജ߇౉ജߐࠇࠆ႐ว㧔T㧕ࠍኻ⽎ߣߔࠆ㧚㧟㧞 ⸃ᨆ⚿ᨐ㨍  ⠴ജᄌᒻ㑐ଥCT ࠪ࡝࡯࠭ߦ߅޿ߡ㧘ᦨዊࠬࡄࡦߣߥࠆ CT_O170㧘ᦨᄢࠬࡄࡦ CT_O300 ࠪ࡝࡯࠭ߩ⠴ജ-ጀ㑆ᄌᒻⷺ㑐
ଥࠍ࿑ 11(a)㧘(b)ߦ␜ߔ㧚ฦࠣ࡜ࡈߦ߅޿ߡ㧘‫غ‬250-16 ࠍᄥὐ✢㧘‫غ‬300-12 ࠍ⚦ታ✢㧘‫غ‬300-16 ࠍᄥታ✢㧘‫غ‬350-12 ࠍ⚦৻ὐ㎮✢㧘‫غ‬350-16 ࠍᄥ৻ὐ㎮✢ߢ␜ߔ㧚(i)ߪ▵ὐԘߩ᪞⠴ജࠍ␜ߒ㧘ᒝゲߦ㑐ߔࠆో႟ᕈ
ࡕ࡯ࡔࡦ࠻ߢ㒰ߒߡ߅ࠅ㧘࿑ਛߦߪ᧚㐳 L ߩන⚐᪞ߩ╬ᦛߍᮮᐳዮ⠴ജ Mcr0㧘ㅒኻ⒓ᦛߍᮮᐳዮ⠴ജ Mcr1 ࠍ૬⸥ߒߡ޿ࠆ㧚(ii)ߪ㛽⚵⠴ജࠍ␜ߒ㧘႟ᕈ፣უᯏ᭴ࠍ⠨߃ߚ፣უ⩄㊀ Hu ߢ㒰ߒߡ޿ࠆ㧚 ࿑ 11(i)ࠃࠅ㧘(a)CT_O170 ࠪ࡝࡯࠭ߢߪ㧘᪞ߩᮮᐳዮ⠴ജߪߔߴߡ 1.21Mp એ਄ߢ㧘ᩇᢿ㕙ߦࠃࠆᐳዮᓟ᜼
േߦᏅߪߥ޿㧚ᮮᐳዮᓟ㧘‫غ‬250-16 એᄖߪ߶߷╬ߒ޿᜼േࠍߔࠆ㧚‫غ‬250-16 ߪᩇ᪞⠴ജᲧ߇ 1 ߦㄭ޿ߚ߼㧘ઁߣ⇣ߥࠆ᜼േߦߥߞߚߣ⠨߃ࠄࠇࠆ㧚(b)CT_O300 ࠪ࡝࡯࠭ߦߟ޿ߡ߽㧘ᮮᐳዮ⠴ജߪߔߴߡ߶߷ Mcr㧩
Mp ߢ޽ࠅ㧘ᐳዮᓟ᜼േ߽╬ߒ޿㧚ᩇߦࠃߞߡ᪞┵ㇱ߇᜔᧤ߐࠇࠆߚ߼㧘޿ߕࠇߩ᪞ࠬࡄࡦߦ߅޿ߡ߽ᮮᐳዮ
⠴ജߪ Mp એ਄ߣߥࠅ㧘Mcr1 ࠍ਄࿁ߞߡ޿ࠆ㧚ᮮᐳዮᓟ߽T=0.1rad ߹ߢ᪞⠴ജߪ Mcr1 ࠍ଻ᜬߒ⛯ߌࠆ㧚࿑ 11(ii)ࠃࠅ㧘ߎߎߢ߽ᮮᐳዮ⠴ജ߇ Mp એ਄ߢ޽ࠆߚ߼㧘፣უ⩄㊀ Hu ࠍ਄࿁ࠆ㧚߹ߚ㧘ᮮᐳዮᓟߩ᪞ߩ⠴ജૐਅߦኻߒ㧘㛽⚵⠴ജߩૐਅߪዊߐߊ㧘(b)CT_O 300 ࠪ࡝࡯࠭ߢߪ㧘᪞⠴ജߪT =0.1rad ߦ߅޿ߡᦨᄢ⠴ജߩ 60%ߦૐਅߒߡ޿ࠆ߇㧘㛽⚵⠴ജߪ Hu ࠍ଻ᜬߒ⛯ߌࠆ㧚᪞⠴ജ㧘㛽⚵⠴ജ߅ࠃ߮ᐳዮᓟ᜼േߦ㑐ߒߡߪ㧘ᩇᢿ㕙ߦࠃࠆᏅߪ⷗ࠄࠇߥ޿㧚᪞ߦ࿶❗ജ߇௛ߊ C_O170 ࠪ࡝࡯࠭㧘C_O300 ࠪ࡝࡯࠭ߩ⠴ജ-ጀ㑆ᄌᒻⷺ㑐ଥࠍ࿑ 12(a)㧘(b)ߦ␜ߔ㧚࿑
12(i)ࠃࠅ㧘(a)C_O170 ࠪ࡝࡯࠭ߢߪᮮᐳዮ⠴ജߪ Mcr =1.14~1.16Mp ߣ߫ࠄߟ߈߇޽ࠅ㧘ᩇᢿ㕙߇ᄢ߈޿⒟ᮮ
ᐳዮ⠴ജߪዊߐߊߥࠆ㧚߹ߚ㧘ᐳዮᓟ᜼േߦߟ޿ߡ߽㧘ᩇᢿ㕙߇ᄢ߈޿⒟㧘ᣧᦼߦ᪞⠴ജ߇ૐਅߔࠆ㧚(b)C_O300 ࠪ࡝࡯࠭ߦߟ޿ߡ߽ห᭽ߩ௑ะߣߥࠅ㧘ᮮᐳዮ⠴ജߪ Mcr=0.92~0.97Mp ߢ޽ࠆ㧚޿ߕࠇߩ᪞ࠬࡄ
ࡦߢ߽㧘ᮮᐳዮ⠴ജߪ Mcr1 ࠍ਄࿁ࠆ㧚߹ߚ㧘ᩇᢿ㕙߇ᄢ߈޿߶ߤ㛽⚵⠴ജߩૐਅ߽ᄢ߈ߊߥࠆ߇㧘ߘߩૐਅᐲߪᦨᄢߢ 20%⒟ᐲߢ޽ࠆ㧚᪞ߦᒁᒛജ߇௛ߊ T_O170㧘T_O300 ࠪ࡝࡯࠭ߩ⠴ജ-ጀ㑆ᄌᒻⷺ㑐ଥࠍ࿑ 13 ߦ␜ߔ㧚࿑ 13(i)ߦ␜ߔࠃ߁
ߦ㧘T ࠪ࡝࡯࠭ߩᮮᐳዮᓟߩ᪞⠴ജߪ㧘C ࠪ࡝࡯࠭ߣᲧセߔࠆߣᮮᐳዮ⠴ജ߽ᄢ߈ߊ㧘ᐳዮᓟߩ⠴ജૐਅ߽ዊߐ޿㧚T_O170 ࠪ࡝࡯࠭ߦߟ޿ߡߪ⠴ജ߇਄᣹ߒ⛯ߌߡ޿ࠆ㧚߹ߚ㧘࿑ 13(ii)ࠃࠅ㛽⚵⠴ജߩૐਅߪ߶ߣࠎ
ߤ⷗ࠄࠇߥ޿㧚એ਄ߩ௑ะߪ㧘೨▵ߩ㛽⚵ታ㛎ߢ߽⏕⹺ߢ߈ࠆ㧚㨎  ⠴ജ೰ᕈᲧ㑐ଥ
࿑ 14 ߦ⠴ജ-೰ᕈᲧ㑐ଥࠍ␜ߔ㧚(i)ߪ᪞⠴ജ㧘(ii)ߪ㛽⚵⠴ജࠍ␜ߔ㧚೰ᕈᲧߪ k=(EcI/cL)/(EbI/bL)ߢਈ߃ࠄ
ࠇ㧘ᩇᢿ㕙߇ᄢ߈޿⒟㧘᪞ࠬࡄࡦ߇ᄢ߈޿⒟ᄢ߈ߥ୯ߣߥࠆ㧚ฦࠣ࡜ࡈߦ߅޿ߡ㧘ًߪO170 ࠪ࡝࡯࠭ߩᮮᐳ
ዮ⠴ജࠍ㧘ٌߪO170 ࠪ࡝࡯࠭ߩT=0.1rad ᤨ⠴ജࠍ㧘٨ߪO300 ࠪ࡝࡯࠭ߩᮮᐳዮ⠴ജࠍ㧘٤ߪO300 ࠪ࡝࡯
࠭ߩT =0.1rad ᤨ⠴ജࠍ␜ߒߡ޿ࠆ㧚࿑ 14(a)ࠃࠅ㧘CT ࠪ࡝࡯࠭ߢߪ᪞⠴ജߪ೰ᕈᲧ㧔ᩇᢿ㕙㧕ߦࠃࠆᏅߪߥߊ㧘CT_O170 ࠪ࡝࡯࠭ߪT =0.1radᤨߦᦨᄢ⠴ജߩ 83%ߦૐਅ㧘CT_O300 ࠪ࡝࡯࠭ߢߪ 60%ߦૐਅߔࠆ㧚৻ᣇ㧘㛽⚵⠴ജߪ CT_O170 ࠪ࡝࡯292 ᚑᨐႎ๔ᦠ  2012 ᐕ 6 ᦬ 29 ᣣ
350-16350-12300-16300-12

M/Mp

Mcr1

250-16Mcr0

Mcr1

350-161.5

350-12300-16300-12

M/Mp

H/Hu

1.4

1.5
1

0.8
0.6

Mcr0

0.5

0.8
0.6

Mcr0

0.5

0.4

1

Mcr1

0.4

0.2
0

0

0.025

0.05

0.075

0.1

0

0.2
0

(a)ʄ170series

1.5

0.025

0.05

0.075

0

0.1

1.4

0

0.025

0.05

0.075

0.1

1.5

0.6

0
0

0.025

0
0.075

0.1

0

ጀ 㑆ᄌᒻⷺ [rad]

0.025

0.05

0.075

0

0.1

300-12M/Mp

0ጀ㑆ᄌᒻⷺ [rad]0.025250-16

Mcr0

1.4
1.2
1
0.8
0.6
0.4
0.2
0

Mcr1

1
0.8
0.6

Mcr0

0.5

0.4

1.4
1.2
1
0.8
0.6
0.4
0.2
0

0.2
0

0

0.025

0.05

0.075

0.1

0

0

(a)ʄ170series

1.5

0.025

0.05

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0.1

1.4
1.2
1

1

0.6

Mcr1

0.4
0.2

Mcr0

0
0

0.025

0
0.05

0.075

0.1

0

ጀ㑆ᄌᒻⷺ [rad]

0.025

0.05

0.075

170䋻0.1rad

M/M p

0

0

2

2

4

6

4

6

1.4
1.2
1
0.8
0.6
0.4
0.2
0

0.8

0.5

0.1

0.075

0.1

ጀ㑆ᄌᒻⷺ [rad]࿑12 ⠴ജ㧙ጀ㑆ᄌᒻⷺ㑐ଥ㧔C_ࠪ࡝࡯࠭㧕

1.2

Mcr1

0.075

(b)ʄ300series

1.4

1

0.05

0
0.05

ጀ㑆ᄌᒻⷺ [rad]

H/Hu

1.5

0.025

0.2

170䋻max

300-16

0

0.4

Mcr0

࿑11 ⠴ജ㧙ጀ㑆ᄌᒻⷺ㑐ଥ㧔CT_ࠪ࡝࡯࠭㧕

350-12

0.1

0.6

Mcr1

(b)ʄ300series

350-16

0.075

1

0.2
0.05

0.05

0.8

0.5

0.4

Mcr0

0.025

1.4

1

0.8

Mcr1

0

1.2

1

0.5

0

(a)ʄ170series

1.2
1

Mcr1

1.2

1

Mcr1

Mcr0

1.4

1.2
1

250-16

H/Hu

0.1(b)ʄ300series࿑13 ⠴ജ㧙ጀ㑆ᄌᒻⷺ㑐ଥ㧔T_ࠪ࡝࡯࠭㧕

1.4 H/Hu
1.2
1
0.8
0.6
0.4
0.2
0

8
0
(a)CT䉲䊥䊷䉵
1.4
1.2
1
0.8
0.6
0.4
0.2
0

8
0
(b) C䉲䊥䊷䉵

300䋻0.1rad

2

4

6

8

2

4

6

8

2

4

6
8
೰ᕈᲧk

1.4
1.2
1
0.8
0.6
0.4
0.2
0

0

ጀ㑆ᄌᒻⷺ [rad]300䋻max

2

4

6
8
0
೰ᕈᲧk
(c)T䉲䊥䊷䉵

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2) Ꮢ↰ଆᐔ㧘⑔↰ᶈሶ㧘㊄የદ❱㧘᧛ᧄ⌀㧘᫪ㄼᷡ⾆㧦ዊဳ㍑┙૕࡜࡯ࡔࡦߩ᪞ᮮᐳዮᓟ᜼േࠍ฽߻ᄢᄌ
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3) ᧛ᧄ⌀㧘㊄የદ❱㧘᫪ㄼᷡ⾆㧦㋦⋥ㆊ⩄㊀ᤨߦ߅ߌࠆ㍑᭴ㅧ┙૕೰ធ㛽⚵ߩਇ቟ቯ᜼േ㧘ᣣᧄᑪ▽ቇળ᭴ㅧ♽⺰ᢥ㓸㧘╙ 73(632)ภ, pp.1765-1772, 2008.10.
4) ㊄የદ❱㧘᫪ㄼᷡ⾆㧘᧛ᧄ⌀㧦᳓ᐔജࠍฃߌࠆ㍑ 1 ጀ࡜࡯ࡔࡦߩ᪞ᮮᐳዮ⊒↢ᓟ᜼േߦ㑐ߔࠆၮ␆⊛⠨ኤ㧘ᣣᧄᑪ▽ቇળ᭴ㅧ♽⺰ᢥ㓸㧘╙ 75(649)ภ, pp.643-649, 2010.3.

294

鋼構造研究・教育助成事業採択＜建築＞研究テーマ・最終報告書

再現熱影響部試験と高速引張試験による
H-SA700 熱影響部の静的/動的強度の把握
大阪大学接合科学研究所

講師

崎野

良比呂

1．はじめにH-SA700 を用いた鋼構造架構としては、「革新的構造材料を用いた新構造システム建築物研究開発」において高力ボルトを柱梁接合部に用いた架構を提案し、震度 7 クラスの地震に対して主要構造物を無損傷とする研究の成果がまとめられている。高力ボルトと共に主な鋼材の接合法である溶接による接合についても研究がなされてきており、申請者らも 2009 年度 鋼構造研究・教育助成事業の採択テーマ｢高張力鋼柱梁溶接部の高ひずみ速度下での耐力と低サイクル疲労特性｣の中で、H-SA700 実大柱梁溶接接合部を製作し、中地震時に受けるであろう低サイクル疲労荷重に耐えられるか否か、大地震時の設計荷重を与えた場合どの程度のエネルギー吸収能力を示すかを明らかにする実験を行っており、昨年報告を行った。
H-SA700 に溶接接合する場合、問題となるのは溶接熱影響部の靭性と軟化である。溶接熱影響
部では靱性が低下し、脆性破壊が生じやすい。特に降伏比が高い高張力鋼では注意が必要である。
また、高張力鋼は溶接により熱影響部が軟化することが広く知られている。これまでの鋼材を用いた接合部では軟化は通常認められていない。今後、軟化を考慮した設計法の提案や、ハンチや孔空き梁等のディテールの改良による対応も考えられ、これらは実大試験をはじめとする実験で今後検討していく必要があるが、それと平行して、どのような熱履歴を受けるとどの程度軟化す
るのか、溶接時のどのような要因が軟化に最も影響を及ぼしているのか、軟化を和らげる手段はないのかといった検討を材料試験で行う必要があると考える。
しかしながら、一般に母材や溶接金属と異なり HAZ は狭い範囲で材料特性が大きく変化している。このため、実際の溶接継手を用いて HAZ の局所的な強度を把握することは難しい。そこで、再現熱サイクル装置により HAZ を再現する再現熱影響部試験の適用が考えられる。申請者はこれまで再現熱影響部試験を用いた様々な研究を行ってきている。再現熱サイクル装置は、通電による急速・高温加熱により各種熱加工が再現できる装置であり、溶接時の熱サイクルによる再結晶も一様材として再現できる。一様材であれば材料特性の不均質性に起因するばらつきを排除でき、調べたい局所的な部位の衝撃試験や引張試験を精度良く行うことができる。
また近年、構造物の高速引張特性にも注目が集まっており、建築学会・耐衝撃性能補評価小委
員会では、｢建築物の耐衝撃設計ガイドライン｣作成作業を進めている。H-SA700 およびその溶接部も高速引張試験により動的強度を明らかにしておく必表-1 引張試験結果
Tensile test results
Y
(MPa)

U
(MPa)


(%)

YR
(%)

SM490

383

547

27

70

SA-1

804

845

34

95

SA-2

807

871

32

93

要があると考える。
本研究では、H-SA700 を溶接接合して使用するための基礎的研究として、溶接条件の異なる H-SA700
熱影響部の引張特性を、静的/動的引張試験により295

表-2 化学成分分析結果
C

Si

Mn

Chemical Composition (mass %)S
Cu Ni
Cr Mo Nb
V

P

B

Ceq

Pcm

SM490

0.15 0.26 1.51 0.017 0.002 0.02 0.02 0.06 0.01 0.01 0.000 0.0000

0.43

0.24

SA-1

0.15 0.36 1.17 0.012 0.001 0.01 0.01 0.09 0.13-

0.000 0.0012

0.41

0.24

SA-2

0.13 0.22 1.05 0.016 0.005 0.01 0.01 0.63 0.23-

0.038 0.0011

0.50

0.25

Ceq=C+Si/24+Mn/6+Ni/40+Cr/5+Mo/4+V/14
Pcm=C+ Si/30+Mn/20+Cu/20+Ni/60+Cr/20+Mo/15+V/10+5B
Crystallinity (%)

100

200

80

150

60

100

40

50

20

Crystallinity(%)

Absorbed Energy(J)Absorbed Energy (J)

250

0

0
-60

-40

-20

0

20

40

60
80
Temperature(℃)

図-1 遷移曲線(SM490)
Absorbed Energy (J)Crystallinity (%)

Crystallinity (%)

150

100

200

80

120

80

150

60

90

60

100

40

60

40

50

20

30

20

0
-100

0
-100

0
-80

-60

-40

-20

0

20
40
Temperature(℃)

0
-80

-60

-40

-20

0

20
40
Temperature(℃)

図-3 遷移曲線(SA-2)

図-2 遷移曲線(SA-1)
明らかにすることを目的とする。
2.使用鋼材

本研究では、2 種類の H-SA700B（SA-1 および SA-2 と称す）と、比較のための SM490 を用いた。
ミルシートによる引張試験結果と成分分析結果を表-1,2 に示す。
使用鋼材のシャルピー衝撃試験結果を図-1～3 に示す。試験片はフルサイズ V ノッチ試験片、試験機は 500J 型を用いた。
今回用いた SM490 は上部棚吸収エネルギーは約 200J と大きいものの、0℃での吸収エネルギーが 45J 程度と SM490 材としては低く、破面・エネルギー遷移温度共に約 30℃と高い。通常出回っている最低レベルの鋼材ではないかと考えられる。
SA-1 は、0℃での吸収エネルギーが 200J 以上であり、-60℃まで脆性破面率が 0％と非常に靭性

296

Crystallinity(%)

100

Crystallinity(%)
Absorbed Energy(J)Absorbed Energy(J)Absorbed Energy (J)250

の高い鋼材であると考えられる。
SA-2 は、破面・エネルギー遷移温度共に約-30℃と比較的低いものの、0℃での吸収エネルギーが 110J 程度と SA-1 に比べると低く、SM490 よりも低い。
試験結果からわかるように、H-SA700 でも 2 種類の鋼材は吸収エネルギーの大きさ、遷移温度共に大きく異なることが分かる。そこで、再現熱影響部試験と静的/動的引張試験には 2 種類のH-SA700 のうち 1 種類のみを用いる予定であったが、2 種類とも試験に供することとした。
3.再現熱影響部試験による吸収エネルギーの把握
本研究では、簡易な靭性推定法として広く用いられているシャルピー衝撃試験で靭性を評価した。各熱履歴でのシャルピー吸収エネルギーを把握するため、各熱履歴で 4 本の再現熱影響部試
験片(11×11×60mm)の中央 10mm の間に再現熱影響部試験を行い、その後シャルピー衝撃試験片に加工して衝撃試験に供した。温度のコントロールは試験体中央に取付けた白金-白金ロジウム熱電対で行い、雰囲気ガスはヘリウムを用いた。
3.1

1 パス溶接（溶接入熱量の影響）

最高到達温度が同じ場合、溶接時の諸条件下での 800℃から 500℃までの冷却時間(t8/5)と溶接
入熱量との関係の実験式が提案されている。そこで、t8/5 として t8/5=0，3.8， 8.5 ，35 sec、溶接部の板厚が 20mm，板の初期温度が 20℃の溶接部において土木建築分野で最も多く使われている

Absorbed energy (J)Temparature (℃)

CO2 ガスシールドアーク溶接を用いた場合の換算入熱量（CO2 換算入熱量と称す）で 0，10，16 ，

1400
1200
8.5sec
3.8sec

1000

35sec

800

350

250
200

600

150

400

100

200

70J

50

0
0

20

40

60

80

Virgin
0

27J

10

20

30

40

50

Equivalent heat input : CO 2 (kJ/cm)

Absorbed energy (J)

図-5 溶接入熱量の影響(SM490)

350
Mean value

300

47J

0

100 120 140 160 180 200
Time (sec)

図-4 再現溶接熱履歴（溶接入熱量の影響）
Absorbed energy (J)Mean value

300

250
200

350
Mean value

300
250
200
150

150
100

70J

50

100

47J

70J

50

27J

47J

27J

0

0
Virgin
0

10

20

30

40

Virgin050Equivalent heat input : CO 2 (kJ/cm)

図-6 溶接入熱量の影響(SA-1)

10

20

30

40

Equivalent heat input : CO 2 (kJ/cm)

図-7 溶接入熱量の影響(SA-2)

297

50

37 kJ/cm とした熱履歴で熱影響部を再現し、1 パス溶接時の溶接入熱量の影響を検討した。また、
最高到達温度によっても破壊靭性は変化する。本実験では、γ粒が粗大化し靭性が著しく劣化されるとされている CGHAZ を対象とするため、その最高到達温度域(Melting point～1200℃)である
1350℃を用いた。
熱履歴を図-4 に、溶接入熱量と吸収エネルギーの関係を図 5～7 に示す。また，建築構造用鋼材に対してして定められているシャルピー吸収エネルギーの規格値 27J、溶接構造用圧延鋼材
SM-C 材や一部の溶接金属に定められている規格値 47J、全面降伏後脆性破断防止の値として母材及び熱影響部に対して提案されている値 70J も図中にそれぞれ鎖線，点線，実線で記している。
SM490 の場合、CO2 換算入熱量 10kJ/cm と 16kJ/cm でも吸収エネルギーは母材と変わらず 47J 程度、37 kJ/cm では 27J 以下となっていた。これまでの研究において 400MPa 級鋼や 490MPa 級鋼に見られた 37 kJ/cm での吸収エネルギーの回復は今回用いた SM490 では見られず、逆に低下した。
母材での吸収エネルギーの大きな SA-1 の場合、CO2 換算入熱量 10kJ/cm と 16kJ/cm で吸収エネ
ルギーは低下しているが、175J 以上と大きな値を確保していた。しかし、37 kJ/cm では 27J 以下に大きく低下した。
母材での吸収エネルギーが SA-1 より小さな SA-2 の場合、CO2 換算入熱量 10kJ/cm と 16kJ/cm で吸収エネルギーは低下し 70J 以下となった。また、SA-1 と同様に 37 kJ/cm では 27J 以下に大き1400

Absorbed energy (J)Temparature (℃)

く低下した。

Max 1,350℃
800→500℃ 8.5sec

1200
1000

Max 1,000℃

800

Max 800℃

350

Mean value

300
250
200

600

150

400

100

70J

50

27J

200
0
0

20

40

60

80

500

750

1000

1250

1500

Maximum temperature (℃)

図-9 最高到達温度の影響(SM490)

350

Absorbed energy (J)Absorbed energy (J)

図-8 再現溶接熱履歴（最高到達温度の影響）
Mean value
Virgin250

Virgin0

100 120 140 160 180 200
Time (sec)

300

47J

200

350

Mean value

300
250
200
150

150
100

70J

50

27J

47J

Virgin

100

70J

50

27J

47J

0

0
500

750

1000

1250

1500

500

750

1000

1250

1500

Maximum temperature (℃)

Maximum temperature (℃)

図-10 最高到達温度の影響(SA-1)

図-11 最高到達温度の影響(SA-2)

298

3.2

1 パス溶接（最高到達温度の影響）

HAZ 内でもボンド部からの距離により最高到達温度が異なるため材料特性は大きく異なる。そこで、最高到達温度の影響を調べるため、t8/5 を 8.5sec で一定とし、最高到達温度を 1350℃，1000℃，
800℃とした熱履歴で熱影響部を再現し、最高到達温度の影響を検討した。最高到達温度 1000℃
は細粒熱影響部(Fine grained HAZ： FGHAZ)の最高到達温度域(1200～850℃)に、最高到達温度
800℃は粒状熱影響部(Intercritical HAZ： ICHAZ)の最高到達温度域(850～750℃)にあたる。この熱サイクルの場合も 1 パス溶接を対象としている。
熱履歴を図-8 に、溶接入熱量と吸収エネルギーの関係を図 9～11 に示す。母材(Virgin)での吸収エネルギーも 2 点鎖線で示している。
SM490 の場合、最高到達温度 800℃と 1000℃で吸収エネルギーが若干上昇しているものの 70J以下であった。これまでの研究において 400MPa 級鋼や 490MPa 級鋼に見られた FGHAZ での吸収エ
ネルギーの大幅な上昇は今回用いた SM490 では見られなかった。
SA-1 の場合、1000℃で吸収エネルギーが上昇し、平均値で母材以上となっていた。しかし、750℃
では逆に 1350℃よりも低下している。
SA-2 の場合、最高到達温度の影響はほとんど見られず、70J 以下のままであった。
3.3 多パス溶接（最高到達温度後の到達温度の影響）
これまでの研究では、多パス溶接の場合、直近が溶接されることにより経験する 1350℃を受けAbsorbed energy (J)た後のパスの温度履歴が大きな影響を及ぼしていた。そこで、 1 パス目と 2 パス目の到達温度ま

1600
1400

1,350C(Intermediate-High-High)

Temperature (℃)

1200
1000

880C

800

(Intermediate-High-Intermediate)

600

300
250
200

100

(Intermediate-High-Low)

0
0

100

200

300

400

500

0

600

27J
3

500C

880C

図-13 最高到達温度後の到達温度の影響(SM490)Absorbed energy (J)Absorbed energy (J)2(Intermediate-High-High)(Intermediate-High-Intermediate) (Intermediate-High-Low)

図-12 再現溶接熱サイクル（最高到達温度後の到達温度の影響）
350

Mean value
Virgin

200

350
300

Mean value

250
200
150

150
100

100

70J
47J

50
0

1

1350CTime (s)

250

70J
47J

Virgin

50

200

300

Mean value

150

500C

400

350

1

1350C

2

880C

Virgin
70J
47J

50

27J

0

3

1

1350C

500C

2

880C

27J
3

500C

(Intermediate-High-High)(Intermediate-High-Intermediate) (Intermediate-High-Low)(Intermediate-High-High)(Intermediate-High-Intermediate) (Intermediate-High-Low)

図-14 最高到達温度後の到達温度の影響(SA-1)

図-15 最高到達温度後の到達温度の影響(SA-2)

299

では同じで、3 パス目の到達温度を 1350, 880, 500℃とした熱履歴で熱影響部を再現し、最高到達温度後の到達温度の影響を検討した。なおこの熱履歴は、柱梁溶接部の通しダイアフラム(PL-23)と梁(圧延 H 形鋼 RH-612×202×13×23mm)のフランジとの突合せ溶接部をモデルとして三次元非定常熱伝導解析で求めたボンド部の熱履歴を参考にして作成している。
熱履歴を図-12 に、溶接入熱量と吸収エネルギーの関係を図 13～15 に示す。
SM490 の場合、最高到達温度後の到達温度 880℃で吸収エネルギーが大きく上昇し、母材の 3 倍
以上の 175J 程度となっている。この様な最高到達温度後の到達温度 880℃で吸収エネルギーが母材より非常に大きくなる減少は低靭性鋼(SS400, vE0=20J)で見られている。しかし、最高到達温度後の到達温度 500℃では、母材よりは上昇しているのもの、70J 以下であった。
SA-1 の場合、最高到達温度後の到達温度 880℃では逆に 1350℃の場合よりも吸収エネルギーが低下している。500℃では 1350℃と同程度であった。
SA-2 の場合でも、最高到達温度後の到達温度 880℃では若干ではあるが 1350℃の場合よりも吸収エネルギーが低下している。500℃では上昇しているものの、70J 以下と母材までの回復は見られなかった。
4. 引張試験片への再現熱影響部試験の実施
本研究で用いた引張試験片の写真を図-16 に示す。中央部の直径が 8mm、再現溶接部試験を行う
際に電極が試験体を固定するための爪を介した外側の直径が 10mm となっている。これまでの同様の試験では、中央の直径が 8mm の部分の長さを 10mm としていた。しかし、10mm では外側の太い部分の塑性拘束を受けてしまうため強度が高く出てしまう。そこで、
直径 8mm の部分の長さを 30mmとした。そのため、銅製の電極を新たに試験片に合わせて製作し、パイロット試験を行った。しかし、電極を固定する治具がうまく機能せず、試験片が曲がるというトラブルが生じた。そこで、固定治具と試験片を試行錯誤して改良し、曲がることなく再現熱影響部試験が行える様になった。
再現熱影響部試験の模様を図-17 に示す。試験片やジグ以外の試験条件はシャルピー衝撃試験用
試験片に再現熱影響部試験を行った場合と同様である。

図-16 溶接部高速引張試験体
図-17 溶接部引張試験体の再現溶接部試験の模様

300

5. 静的/動的引張試験
5.1 試験概要
図-4,8,12 に示す熱履歴により引張試験片に再現溶接入熱を付与した後、静的/動的引張試験に供した。試験には、超高速構造性能評価システムの高速引張試験ユニットを用いた。ユニットに試験片を取り付けた様子を図-18 に示す。本ユニットは小型の試験片に載荷するために設計されていなかったため、ハンマー等のジグを本助成により製作した。また、試験機のロードセルで動的載荷時の荷重が測定できないため、試験片の直下に直径13mm の平行部を持つカプラーを取り付け、その平行部に貼付した 8 枚のひずみゲージにより荷重を測定した。
試験は各条件で 2 体ずつ行った。試験温度は常温（約 25℃）である。静的試験は 3 鋼種すべてで行い、引張速度は 0.12mm/sec とした。高速引張試
験は SA-2 のみで行い、引張速度は 1200mm/sec と図-18 試験体と高速引張試験ユニット

した。平行部に貼付した 4 枚のひずみゲージから換算したひずみ速度は、引張速度 0.12mm/sec の場合の弾性域で 710-4 /sec，塑性域で 510-3 /sec、
1200mm/sec の場合の弾性域で 710-4 /sec，塑性域で 7101 /sec 程度であった。
本研究では溶接熱影響部の強度として、引張強さと破断伸びに注目した。引張強さはカプラーで計測された値から、破断伸びは破断後の試験体の平行部の長さから算出した。
5.2

1 パス溶接（溶接入熱量の影響）

図-4 に示す熱履歴を与え、1 パス溶接の場合の溶接入熱量が引張強さと破断伸びに及ぼす影響について検討した。溶接入熱量と引張強さおよび破断伸びの関係を図 19-22 に示す。引張強さ、Increase rate of 

Increase rate of σU

破断伸び共に入熱を与えていない母材の値で無次元化している。
1.4
1.2
1
0.8
0.6

1.4
1.2

Mean value

1
0.8
0.6

0.4

0.4

Mean value

0.2

0.2

0

0
Virgin
0

10

20

30

40

50

Virgin01020Equivalent heat input : CO 2 (kJ/cm)(a) 引張強さ

30(b) 破断伸び図-19 溶接入熱量の影響 (SM490 静的載荷)

301

40

50

Equivalent heat input : CO 2 (kJ/cm)

Increase rate of 

Increase rate of σU

1.4
1.2
1
0.8
0.6

1.4
1.2

Mean value

1
0.8
0.6

0.4

0.4

Mean value

0.2

0.2

0
Virgin
0

10

20

30

40

0

50

Virgin01020Equivalent heat input : CO 2 (kJ/cm)

30

40

50

Equivalent heat input : CO 2 (kJ/cm)(a) 引張強さ(b) 破断伸び
Increase rate of 

Increase rate of σU

図-20 溶接入熱量の影響 (SA-1 静的載荷)
1.4
1.2
1
0.8
0.6

1.4
1.2

Mean value

1
0.8
0.6

0.4

0.4

Mean value

0.2

0.2

0
Virgin
0

10

20

30

40

0

50

Virgin01020Equivalent heat input : CO 2 (kJ/cm)

30

40

50

Equivalent heat input : CO 2 (kJ/cm)(a) 引張強さ(b) 破断伸び
Increase rate of 

Increase rate of σU

図-21 溶接入熱量の影響 (SA-2 静的載荷)
1.4
1.2
1
0.8

1.4
1.2

Mean value

1
0.8
0.6

0.6

0.4

0.4

Mean value

0.2

0.2
0

0
Virgin
0

10

20

30

40

50

Virgin
0

10

20

40

(b) 破断伸び図-22 溶接入熱量の影響 (SA-2 動的載荷)
SM490 の場合、入熱量によらず引張強さが 30%近く上昇している。破断伸びは 20～40％に低下しており、シャルピー吸収エネルギーで評価した靭性同様、延性も大きく失われていることが分かる。
2 種類の H-SA700 はほとんど同じ傾向を示した。CO2 換算入熱量 10kJ/cm と 16kJ/cm では引張強さが上昇していたが、上昇率は 15%程度と SM490 の半分程度であった。CO2 換算入熱量 37kJ/cm では SA-1 はほとんど上昇しておらず、SA-2 でも上昇率は小さかった。破断伸びは CO2 換算入熱量

302

50

Equivalent heat input : CO 2 (kJ/cm)

Equivalent heat input : CO 2 (kJ/cm)(a) 引張強さ

30

10kJ/cm と 16kJ/cm で 30%程度に低下していた。CO2 換算入熱量 37kJ/cm の場合には、破断伸びは大きく回復し、80%程度となっていた。シャルピー吸収エネルギーで評価した靭性は CO2 換算入熱量 37kJ/cm で低下しており、靭性と延性が逆の傾向を示した。
動的載荷でも静的載荷と同様の傾向を示しており、引張強さの上昇率と破断伸びの低下率もほとんど同じであった。
5.3

1 パス溶接（最高到達温度の影響）

図-8 に示す熱履歴を与え、1 パス溶接の場合の最高到達温度が引張強さと破断伸びに及ぼす影響について検討した。最高到達温度と引張強さおよび破断伸びの関係を図 23-26 に示す。
SM490 と 2 種類の H-SA700 はほとんど同じ傾向を示した。最高到達温度が 1350℃から小さくなるにつれて引張強さは低下し、破断伸びの減少率も小さくなっている。しかし、溶接入熱による引張強さの上昇率が大きかった SM490 では上昇率が 1.0 以下となる軟化は見られなかったのに対し、溶接入熱による引張強さの上昇率が小さかった 2 種類の H-SA700 では、最高到達温度が 1000℃の FGHAZ で数%、800℃の ICHAZ で 10%前後の軟化が見られた。また、シャルピー吸収エネルギーで評価した靭性では SA-1 の FGHAZ で母材の 3 倍程度まで値が大きくなっていたが、延性は他の鋼材と変わらず、破断伸びは ICHAZ の方が大きかった。
最高到達温度を変えた場合でも、動的載荷でも静的載荷と同様の傾向を示しており、引張強さ

1.4

Increase rate of 

Increase rate of σUの上昇率と破断伸びの低下率もほとんど同じであった。

1.2
1.0
0.8
0.6

1.4

Mean value

1.2
1.0
0.8
0.6

Mean value

0.4

0.4
0.2

0.2

0.0

0.0
500

750

1000

1250

500

1500

750

1000

1250

1500

Maximum temperature (℃)

Maximum temperature (℃)(a) 引張強さ(b) 破断伸び
Increase rate of 

Increase rate of σU

図-23 最高到達温度の影響 (SM490 静的載荷)
1.4
1.2
1.0
0.8
0.6

1.4

Mean value

1.2
1.0
0.8
0.6

Mean value

0.4

0.4
0.2

0.2

0.0

0.0
500

750

1000

1250

1500

500

750

1000

1250

1500

Maximum temperature (℃)

Maximum temperature (℃)(a) 引張強さ(b) 破断伸び

図-24 最高到達温度の影響 (SA-1 静的載荷)

303

Increase rate of 

Increase rate of σU

1.4
1.2
1.0
0.8

1.4

Mean value

1.2
1.0
0.8
0.6

0.6

Mean value

0.4

0.4
0.2

0.2

0.0

0.0
500

750

1000

1250

500

1500

750

1000

1250

1500

Maximum temperature (℃)

Maximum temperature (℃)(a) 引張強さ(b) 破断伸び1.4

Increase rate of 

Increase rate of σU

図-25 最高到達温度の影響 (SA-2 静的載荷)

1.2
1.0
0.8
0.6

1.4

Mean value

1.2
1.0
0.8
0.6

Mean value

0.4

0.4
0.2

0.2

0.0

0.0
500

750

1000

1250

500

1500

750

1000

1250

1500

Maximum temperature (℃)

Maximum temperature (℃)(a) 引張強さ(b) 破断伸び

図-26 最高到達温度の影響 (SA-2 動的載荷)

5.4 多パス溶接（最高到達温度後の到達温度の影響）
図-12 に示す熱履歴を与え、多パス溶接の場合の最高到達温度後の到達温度が引張強さと破断伸びに及ぼす影響について検討した。溶接入熱量と引張強さおよび破断伸びの関係を図 27-30 に

1.4

Increase rate of σU

Increase rate of σU

示す。

1.2
1.0
0.8
0.6

1.4

1.0
0.8
0.6

Mean value
0.4

0.4

0.2

0.2

0.0

Mean value

1.2

11350C

2

880C

0.0

3

500C

1

1350C(Intermediate-High-High)(Intermediate-High-Intermediate) (Intermediate-High-Low)(a) 引張強さ

2880C(Intermediate-High-High)(Intermediate-High-Intermediate) (Intermediate-High-Low)(b) 破断伸び

図-27 最高到達温度後の到達温度の影響 (SM490 静的載荷)

304

3

500C

Increase rate of 

Increase rate of σU

1.4
1.2
1.0
0.8

1.4

Mean value

1.2
1.0
0.8
0.6

0.6

Mean value

0.4

0.4

0.2

0.2
0.0

1

2

1350C

0.0

3

880C

500C

1

2

1350C(Intermediate-High-High)(Intermediate-High-Intermediate) (Intermediate-High-Low)

3

880C

500C

(Intermediate-High-High)(Intermediate-High-Intermediate) (Intermediate-High-Low)(a) 引張強さ(b) 破断伸び1.4

Increase rate of 

Increase rate of σU

図-28 最高到達温度後の到達温度の影響 (SA-1 静的載荷)

1.2
1.0
0.8
0.6

Mean value

1.2
1.0
0.8
0.6

Mean value

0.4

0.4

0.2
0.0

1.4

0.2
1

2

1350C

0.0

3

880C

500C

1

2

1350C(Intermediate-High-High)(Intermediate-High-Intermediate) (Intermediate-High-Low)

3

880C

500C

(Intermediate-High-High)(Intermediate-High-Intermediate) (Intermediate-High-Low)(a) 引張強さ(b) 破断伸び

Increase rate of 

Increase rate of σU

図-29 最高到達温度後の到達温度の影響 (SA-2 静的載荷)
1.4
1.2
1.0
0.8
0.6

1.4

1.0
0.8
0.6

Mean value
0.4

0.4

0.2

0.2

0.0

1

1350C

2

880C

Mean value

1.2

0.0

3

500C

(Intermediate-High-High)(Intermediate-High-Intermediate) (Intermediate-High-Low)(a) 引張強さ

11350C

2

880C

3

500C

(Intermediate-High-High)(Intermediate-High-Intermediate) (Intermediate-High-Low)(b) 破断伸び

図-30 最高到達温度後の到達温度の影響 (SA-2 動的載荷)
SM490 の場合、最高到達温度後の到達温度が 1350℃と 500℃の場合には、引張強さが 40%程度上昇し、破断伸びは 30%程度に減少した。これに対し、最高到達温度後の到達温度が 800℃では引張強さの上昇率が 25%程度と小さく、破断伸びも母材の 80%程度と減少率は小さかった。
2 種類の H-SA700 でも SA490 とほとんど同じ傾向を示した。しかし、最高到達温度後の到達温度が 1350℃と 500℃で引張強さが 15～20%と SM490 に比べ小さく、破断伸びが 60～80%と SM490 にくらべ大きかった。その分、最高到達温度後の到達温度が 800℃で引張強さの 5～10%程度の軟化が見られ、破断伸びは母材の値からほとんど低下しなかった。また、シャルピー吸収エネルギーで評価した靭性では SA-1 の最高到達温度後の到達温度が 1350℃と 500℃の吸収エネルギーが305

800℃よりも大きくなっていたが、破断伸びは 800℃の方が大きく、靭性と延性が逆の傾向を示した。
この熱履歴の場合も、動的載荷でも静的載荷と同様の傾向を示しており、引張強さの上昇率と破断伸びの低下率もほとんど同じであった。
6 まとめ
本研究で用いた鋼材の場合、様々な熱履歴が引張強さと破断伸びに及ぼす影響は、SM490 とH-SA700 とで同じ傾向を示した。
本研究で用いた熱履歴の場合、軟化する熱履歴の条件は、1 パス溶接で最高到達温度が 1000℃の FGHAZ の熱履歴と 800℃の ICHAZ の熱履歴、多パス溶接で最高到達温度後の到達温度が 880℃となる熱履歴であった。また、軟化が見られた条件では、破断伸びが他の HAZ よりも大きかった。
引張強さがほぼ母材と一緒であった熱履歴、1 パス溶接で CO2 換算入熱量が 37kJ/cm を含め、これらの熱履歴はこれまでの 400MPa 級鋼や 490MPa 級鋼を用いた HAZ 部の靭性変化の研究でシャル
ピー吸収エネルギーの向上が見られた熱履歴であった。しかしながら、今回行ったシャルピー衝
撃試験では、これらの熱履歴で吸収エネルギーが向上していないものも見られ、今後さらなる検討が必要である。
また、吸収エネルギーが大きいから破断伸びが大きいという傾向は見られず、逆の傾向も見られた。この様に、シャルピー衝撃試験で評価した靭性と引張試験の破断伸びから見た延性は対応
していなかった。
動的載荷でも、熱履歴が引張強さと破断伸びに及ぼす影響は静的載荷と同様の傾向を示しており、引張強さの上昇率と破断伸びの低下率もほとんど同じであった。
謝辞
本実験を進めるにあたり、再現熱影響部試験とシャルピー衝撃試験では大阪大学・堀之内努技術専門職員の協力を、引張試験では大阪大学・中辻義弘技術専門職員の協力を得た。
ここに深く感謝致します．

306㔺಴ᩇ⣉ၮ␆᪞ធวㇱߩ⸳⸘ᣇᴺߩ⏕┙␹ᚭᄢቇᄢቇ㒮Ꮏቇ⎇ⓥ⑼ᑪ▽ቇኾ᡹ศ᧻‫ޓ‬ㆯᐔ‫ޓ‬
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‫غ‬-350x1622E18‫غ‬-350x1918E
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212
145
171

196
212

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Lower Side
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Lower Side
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-1.0 No.4-1.5 Gusset Plate

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342

（差替え原稿）

スパンフリーな鋼梁と木造柱の無孔・無穴接合構法の開発
岡山理科大学工学部 建築学科・教授

１．はじめに

山﨑 雅弘

同上

・教授

田中 利幸

同上

・准教授

小林 正実

を示す。

「公共建築物等における木材の利用の促進に関する法

２．接合金物の力の伝達機構と要求性能律」によって木材を使用した公共建築物が増えることが

図 2 に示すようにリングテンション T によって，圧力予想される。木質構造の柱梁接合部は一般に柱にボルト

σr を生じる。この圧力に木柱と接する面積を乗じて求め孔やほぞ穴を開けて梁を接合するが、四方から集まる部

た力を R とする。リングテンション T や圧力 σr はリング

分は多くのボルト孔やほぞ穴による断面欠損が大きく柱鋼板全体で一様ではないことが予想されるが、ここではの強度が低下する。また，学校，福祉施設，体育館等の一様であると仮定すると以下の式が成り立つ。

公共建築物のスパンは比較的長いものを含め様々である。

T   r  rH .......................................................... (1)

これらのスパンに対して適切な断面の選定が容易な H 型

R   r  2rH  2T ........................................... (2)鋼梁と木造柱との組み合わせを提案し、ボルト孔等を柱ただし、r は柱半径、H はリング鋼板の幅とする。

に開けずに鋼梁を柱に接合する無孔・無穴接合構法のた木柱とリング鋼板とのすべり係数を μ とすると、柱に伝めの接合金物の性能を確認することを目的とする。ただえることができる梁せん断力の最大値 Q は式(3)となる。

し、この接合金物は、柱に梁の曲げモーメントを伝達さQ  R  2T .................................................... (3)せて抵抗することは期待せず、梁のせん断力と軸力のみ式(3)より、接合金物の性能 Q はすべり係数 μ とリングテを柱に伝達させる間柱と小梁の接合に用い，地震荷重にンション T に大きく影響される。従って、すべり係数 μ

対しては耐震・制振部材を別途設置する構造物とする。

の値を調べ，リングテンション T とボルト張力および接

提案する接合金物の概念を図１に示す。接合金物はリ

合金物の性能 Q の関係について実験を実施し検討した。

ング状の鋼板（リング鋼板と呼ぶ）を柱に締め付け固定

接合金物の要求性能を「柱の軸耐力に達するまで梁のし，梁のせん断力を摩擦力で柱に伝える機構である。接せん断力を伝達することが可能である。
」とすることが最合する梁の数によってリング鋼板は２～４に分割され，終の目標である。そのため必要な，圧力 σｒとリングテン

ボルトによって一体化とリング鋼板の張力（リングテン

ション T の領域における実験によって検証が必要である。

ションと呼ぶ）の導入を図る。

しかし，「ひのき板と鋼板とのすべり係数」に関する実験

本報告では、接合金物の性能と重要なファクターであにおいて，この圧力のレベル(約 3.0N/mm2 以上）では木る木材と鋼材のすべり係数との関係についての検討結果

材の圧縮変形が大きいことが確認された。性能評価式(3)を検証するには，木柱にリング鋼板がめり込んだ状態での載荷試験は不適当と考え，本報告では圧力 σｒとリング
テンション T の小さい領域（約 2.0N/mm2)において検討
を行った。

σr
T

ボルトの張力(a) 形状(b)柱への固定
図１

図２

T

リングテンション

リングテンションとリング鋼板と木柱間の圧力

接合金物概念図343

注）は訂正箇所を示します。

（差替え原稿）
３．ひのき板と鋼板とのすべり係数
3.1の圧縮変形が生じたためである。また、この変形のため

実験概要

ボルト張力の正確な管理が困難であった。

ショットブラスト処理を施した鋼板とひのき板（板目）

図 5(a)はボルト張力による圧力とすべり係数との関係、との間のすべり係数を調べる。試験体を図 3 に示す。図図 5(b)は含水率とすべり係数の関係を示している。ばら(a)は 400mm×100mm，厚さ 9mm の板に U 字型の切欠を

つ き は あ る が 圧 力 1.55 ～ 4.88N/mm2 の 範 囲 、 含 水 率

いれた鋼板（中板と呼ぶ）2 枚を突き合わせ，図(b)に示

22~30%の範囲では影響を受けず約 0.65 であった。

すように 200mm×100mm，厚さ 15mm のひのき板，厚さ
表 1 実験結果

16mm の鋼板を両側からはさみ，M20 のボルトで締め付

試験体 ボルト張力
σ
No.
KN
N/mm2
1
42.5
4.88
2
36.3
4.17
3
33.5
3.85
4
13.5
1.55
5
15.7
1.80
6
16.6
1.90
7
30.6
3.51
8
34.4
3.95
9
29.8
3.42
10
24.8
2.85
11
23.6
2.71
12
24.5
2.81
13
14.4
1.66
14
13.8
1.58
15
14.6
1.67

ける。実験は中板を両方から引張載荷し，その荷重と図(b)の●で示す位置のひのき板と中板との相対変位を計測する。ボルト張力はボルトヘッドに貼った 2 軸ゲージの平均ひずみと張力との関係から算出した。
3.2

実験結果

図 4 に１例として試験体 No.2 の荷重とすべり、ボルト
張力とすべりの関係を示す。すべり係数 μ は最大荷重 Pとそのときのボルト張力 T から式(4)によって算出してい
る。



P
................................................................ (4)
2T

荷重
KN
59.4
50.6
47.9
17.4
17.5
19.1
42.1
41.9
42.8
34.6
33.3
33.3
17.6
18.9
17.1

荷重P

すべり係数 含水率
%
0.70
29.5
0.70
27.5
0.71
29.5
0.65
29.5
0.56
28.0
0.58
27.0
0.69
23.5
0.61
22.5
0.72
22.5
0.70
22.5
0.71
22.0
0.68
23.5
0.61
25.0
0.69
25.0
0.59
24.5

ボルト張力T60
50

ルト張力のみである。ボルト張力の最大値が 42.5kN（圧40

P,T (KN)

試験は表１に示すように 15 ケース。各ケースの違いはボ
力 4.88N/mm2)と小さいのは、30kN 以上になると締め付
け後すぐにボルト張力が約 20%程度低下するような木板

30
20
10
0

0

0.2

0.4

0.6

すべり（mm)

図4

P,T～すべり関係（No.2)

0.80

すべり係数

0.60

(a) 中板

0.40
0.20
0.00
0.00

1.00

2.00

3.00

4.00

5.00

6.00

圧力(N/mm2)(a) すべり係数と圧力

すべり係数

0.80
0.60

0.40
0.20
0.00

0

10

20

30

含水率(%)(b) 鋼板と木板の組み方(b) すべり係数と含水率

図 3 試験体

図 5 実験結果

344

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2011 年度「鋼構造研究・教育助成事業」（建築分野）一般テーマ研究

成果報告書

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
九州大学

松尾真太朗

神戸大学

田中

剛

１．研究背景と目的
兵庫県南部地震（1995 年）で鋼構造建築物が受けた被害で特筆すべき点は，被害を受けた中低層鋼構造建築物の大部分が柱梁接合部に重大な損傷を被っていたことである 1)．これらの被害軽減の一つの方法として，松尾らは外ダイアフ
ラムを用いた柱梁接合部に着目し，外ダイアフラムの降伏および梁降伏を考慮した梁先行降伏型設計法の提案を行い，さらに施工性の向上を図った分割外ダイアフラム（図 1）を提案している 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多く，梁よりも接合部パネルの方が相対的に弱い場合も多いた
め，接合部パネルも含めた接合部設計法を確立することが重要である．柱の両側に取り付く梁のせいが同じ場合は，既に文献 6) ～ 8) で外ダイアフラム形式の接合部パネルの耐力・変形性能について検討されている．一方で，実際の鋼構
造骨組における機能上の要求や鋼重量軽減の目的等により柱を挟む左右の梁に段差を設ける（異なるせいの梁を設ける）
例が少なくないことを考えると，この種の接合部パネル（以下，段違いパネル）に関する力学的挙動を調査しておくことも重要である．図 1 の分割外ダイアフラムを用いると，左右の梁に段差が要求される場合にも容易に対処できる（図 2）．
角形鋼管柱を対象とした段違いパネルに関する研究として桑原らによるものがある 9，10)．ここでは，従来形式である通しダイアフラムと内ダイアフラムを用いた段違いパネルの力学性状が明らかにされているが，分割外ダイアフラムに対してその成果を適用できるかは不明である．すなわち，図 3 に示す従来形式の段違いパネルと外ダイアフラム形式の段違いパネルを比較した場合，両者の段違いパネルにおけるせん断応力が近い分布を示すかは不明である．
そこで本研究では，分割外ダイアフラム形式の柱梁接合部を対象として，左右の梁に段差を設けた場合の接合部パネルの力学的挙動を明らかにすることを目的とする．2011 年度は，段差を有する外ダイアフラム形式角形鋼管柱梁接合部
パネルの全塑性耐力算定式を誘導し，接合部の各寸法が耐力に及ぼす影響について検討したのち，提案する耐力算定式
ならびに崩壊機構の妥当性を確認するために十字架構試験体による繰返し載荷実験を実施したので，その概要を以下に報告する．
２．段違いパネルの耐力算定
桑原らは通しダイアフラムと内ダイアフラムからなる柱梁接合部を対象として，段違いパネルの耐力評価式を誘導している 9)．この耐力式は，両側の梁が接続するパネルをパネル 1，片側の梁が接続するパネルをパネル 2 とし，パネル 1とパネル 2 がともに塑性化する形式を崩壊機構 A，パネル 1 の塑性化とパネル 2 に接続する梁ウェブと梁フランジが塑性化する形式を崩壊機構 B と称し，それぞれの機構に対する崩壊荷重の上界値として得たものである．本研究でも同様な手順により崩壊荷重を誘導する．
本論では図 4 に示す 3 種類の崩壊機構を仮定する．図 4(a) はパネル 1 およびパネル 2 が塑性化するパネル全体崩壊型の機構（以下，崩壊機構 A）である．図 4(b) はパネル 1 が塑性化し，かつパネル 2 に接続するウェブプレートと外ダイ
アフラム接合部が塑性化する機構（以下，崩壊機構 B）である．図 4(c) はパネル 1 が塑性化し，かつパネル 2 に接続する外ダイアフラム接合部のみが塑性化する機構（以下，崩壊機構 C）である．以下に，各崩壊機構に対する崩壊荷重を角形鋼管柱

外ダイアフラム

外ダイアフラム

梁

段差

分割外ダイアフラム 3)

図1

図2

通しダイアフラム
梁

内ダイアフラム

段差を有する外ダイアフラム

外ダイアフラム

外ダイアフラム

？
角形鋼管柱

角形鋼管柱
(a) 従来形式

梁(b) 本論の形式

9，10)

図3

段違いパネルの作用応力359仮想仕事式より誘導する．なお，以下ではせいの大きいほうの梁を梁 1，小さいほうの梁を梁 2 と呼ぶ．
・崩壊機構 A
崩壊機構 A は桑原らによる崩壊機構 A と同一であり，このときの全塑性パネルモーメント p M pAは次式で与えられる．
M pA =2 td c db1

p

vcy
3

(1)

ここで，dc ＝ D － t，db1 ＝ Db1 － tbf1，t：鋼管板厚，D：鋼管幅，Db1：梁 1 のせい，tbf1：梁 1 のフランジ厚，s cy：鋼管の降伏応力である．
・崩壊機構 B
崩壊機構 B については，桑原による崩壊機構 B に類似しているが，パネル 2 に接続する梁フランジの代わりに外ダイ
アフラム接合部が塑性化する点で異なる．まず，それぞれの部位の応力仕事を求める．パネル 1 の応力仕事 Wp は次式で表される．
Wp =2 td c db2

vcy
Di
3

(2)

ここで，db2 ＝ Db2 － tbf2，Db2：梁 2 のせい，tbf2：梁 2 のフランジ厚，Dq ：仮想回転角である．
パネル 2 と接続する部分のウェブプレートの応力仕事 Wwp は次式で表される．
Wwp = 1 twp(Ddb -lx) Ddb vwpy Di
2(3)

ここで，twp：ウェブプレートの厚さ，D db：左右の梁せい差（db1 － db2），k ，x：外ダイアフラムと接続する鋼管壁の面
外降伏域を表すパラメータ，s wpy：ウェブプレートの降伏応力である．

外ダイアフラム接合部の応力仕事 Wd は次式で表される 2)．崩壊機構の詳細は図 5 に示すとおりである．
(4)

Wd = Wc + IWd + IIWd

ここで，Wc：鋼管壁の応力仕事（崩壊機構の詳細は図 6(a) を参照），IWd：領域 I の応力仕事，IIWd：領域 II の応力仕事であり次式で与えられる．
Wc ={td +2s + D-t- 2 + 4 (log e l) 2 +r} t 2 vcy d
x
l
lx
r

Wd =2

I

Wd =

II

(5)

1 {(x+t/2-b) 2 +a 2 /4} t v d
d
dy
3

(6)

2( 1+ tan i)
h d td vdy d3( 1+4t an 2 i)(7)

ここで，td：外ダイアフラムの厚さ，s：隅肉溶接の脚長，a：外ダイアフラムの出寸法，b：梁フランジ縁から鋼管角部までの距離，hd：外ダイアフラムせい，q ：水平ハンチ角度，s dy：外ダイアフラムの降伏応力，d ：仮想変位（＝ D db ×Dq ）である．
以上より仮想仕事式を立てると次式となり，
pM BI
p $Di = Wp +Wwp +Wc + IWd + IIWdp

M BIp =2 td c d b2

(8)

(Wc + IWd + IIWd) Ddb
vcy+ 1 twp(Ddb -lx) Ddb vwpy +
2
d
3

(9)

このときのパネルモーメント p M Bp は次式で与えられる．

db2

D db

Dq

D db

kx

パネル 1

kx

パネル 2

Dq

Dq

db1

ウェブ塑性化領域(a) 崩壊機構 A

k x ＜ D db(b) 崩壊機構 B
図4

崩壊機構

360

kx

k x ≧ D db(c) 崩壊機構 C

p

(10)

M Bp = p M BI
p -(c QU + c Q L) Dd b /2

ここで，cQU：上側の柱せん断力，cQL：下側の柱せん断力である．
・崩壊機構 C
崩壊機構 C は，パネル 1 と外ダイアフラム接合部の塑性化が生じる点は崩壊機構 B と同じであり，鋼管壁の柱材軸方
向への面外降伏域 k x が梁せい差 D db を超える場合を想定して仮定したものである．図 4(c) では，k x が D db を超える場
合におけるパネル側の面外降伏域の長さを D db とし，ウェブプレートが塑性化しないものと考えている．そのように仮定することによって，パネル 1 の下端（パネル 2 の上端）に位置する鋼管壁のヒンジ線が消失する．これらを考慮すると，

外ダイアフラム接合部の応力仕事 W'd は次式で表される．
(11)

Wld = Wlc + IWd + IIWd

ここで，W'c は鋼管壁の応力仕事であり次式で与えられる．崩壊機構の詳細は図 6(b) を参照のこと．
t +2s
Ddb
Wlc =[ D-t-2x + D-t-2x Ddb + d
Ddb +log e(Ddb /x)
4
2lx
x
r
+rDdb{1+ 22 (log e l) 2 + 22 {log e(Ddb /x)} 2}] t 2 vcy Di
r
r

(12)

パネル 1 の応力仕事は (2) 式で与えられる．以上より仮想仕事式を立てると次式となり，
p

p

(13)

M CI
p $Di = Wp +Wlc + IWd + IIWd
(IWd + IIWd) Ddb
vcy+ Wlc +
d
Di
3

M CI
p =2 td c d b2(14)

このときのパネルモーメント p M Cp は次式で与えられる．
p(15)

M Cp = p M CI
p -(c QU + c Q L) Dd b /2

(10) 式および (15) 式に含まれる x，k は上界定理より次式を解くことで得られる．
2 p M Bp=02x,

2 p M Bp
=02l(16a, b)2 p M Cp=02x,

2 p M Cp=02l(17a, b)３．パネル耐力に及ぼすパラメータの影響
本章では，柱・梁・外ダイアフラムの形状がパネル耐力に及ぼす影響を検討する．中間層中柱を想定した十字形部分
架構（図 7）を用いて，表 1 に示す現実的なパラメータの範囲で耐力を算定する．
図 8 に崩壊機構 B と崩壊機構 C の耐力を比較して示す．耐力計算値はいずれも崩壊機構 A の耐力で無次元化したものである．常に p M Cp ≦ p M Bp の関係が確認できる．また，崩壊機構 B，C は崩壊機構 A に比べて 3 割以上の低下を示す場
合もある．一方で，図 9 に示すように特定の寸法に対しては p M Bp ≧ p M pA， p M Cp ≧ p M pAとなる場合もある．図 10 にパネ
ルモーメント比 p M Cp / p M pAと幅厚比 D/t の関係を示す．解析結果は各 D/t における p M Cp / p M pAの最大値である．図より
D/t ≦ 21 では p M Cp / p M pAが 1.0 を超えることはなく，この範囲においては崩壊機構 C のみを検討すればよいことがわかる．したがって，外ダイアフラム形式の段違いパネルでは崩壊機構 A または崩壊機構 C を想定すればよいと判断できる．

降伏場

hd

Bf
D-t-2x
x+t/2

d
q

b

hd

d

x

D-t-2xaxdx

D-t-2x

鋼管壁(a) 崩壊機構 B

図 5 外ダイアフラムの崩壊機構

降伏場

k x td+2s

b

q

x+t/2

k x td+2s k x

領域 II

降伏線

降伏線の消失
降伏線

D db

領域 I

2)

図6

361

x

鋼管壁
(b) 崩壊機構 C
鋼管壁の面外崩壊機構

４．実験概要
４．１

試験体外ダイアフラムの詳細を図 12，試験体一覧を表 2 に示す．実験変数は左右の梁せいの差 D db とし，試験体の一例を図 11，

D db ＝ 0mm，100mm を各 1 体，
D db ＝ 200mm を 2 体の計 4 体とした．外ダイアフラムは図 11 に示すように 5mm のスリットを設け，分割外ダイアフラム形式としている 4)．梁 1，角形鋼管の断面形状，鋼種および外ダイアフラムの鋼種はすべての試験体に共通とし，No.1 ～ 3 試験体は D db のみが異なる（図 12(a)）．No.4 試験体は D db ＝ 200mm とし，外ダイ

アフラムの耐力が他の試験体に比べて大きくなるように hd ＝ 75mm としている（図 12(b)）．外ダイアフラムは角形鋼
管柱と両面隅肉溶接により接合されている（脚長＝ 13mm3)）．試験体はすべてパネルが先行して降伏するように設計されている．表 3 に鋼材の機械的性質を示す．
４．２

載荷および計測概要

載荷装置を図 13 に示す．柱の上下端のエンドプレートを高力ボルトでピンジグに接合する．柱の下端はロ形の載荷フレームにピン支持され回転自由，上端はピンローラ支持で鉛直方向に移動可能となっている．梁両端に取り付けた
500kN ジャッキにより逆対称正負交番繰返し漸増載荷とする．制御は層間変形角 R で行い，R ＝± 0.5%，1.0%，2.0%，
3.0% の振幅で各 2 サイクルおよび R ＝± 4.0% の振幅で 5 サイクル載荷したのち，正方向に装置の限界に達するまで載荷する．
梁せん断力は油圧ジャッキに取り付けたロードセルにより測定する．変位計測項目は，左右の梁端の鉛直変位，柱梁接合部周辺の水平および鉛直変位，上下ピンの水平および鉛直変位である．No.1 についてはパネル上下の絶対水平変位も測定する．No.1 のパネルせん断変形角 g は次式で得られる（図 14(a)）．
c=u1 -u 2
v -v1
- 2
h p1
bp

(18)

No.2 ～ 4 の平均せん断変形角crはパネル対角の変形を用いて次式で得られる（図 14(b)）．
cr =d1 +d 22h p1 cos a1(19)

ここで，hp1：全体パネル（パネル 1 ＋ 2）高さの測定間距離，hp2：パネル 1 高さの測定間距離，bp：全体パネル，パネ
ル 1 と 2 の幅の測定間距離である．

r，パネル 1 のせん断力 p1 Q，パネル 2 のせん断力 p2 Qは次式で得られる．
パネルの平均せん断力 p Q
pr =( Lb -dc - Lb ) Qb1 +Qb2
Q
db1
Lc
2

(20a)

p1

Q =(

Q +Qb2 Lb
Qb1
Q+ b2 ) Lb -dc - b1
db2
Lc
db1
2
2

(20b)

p2

Q=

Qb1 Lb -d c
Qb1 +Qb2 Lb
2
Lc
db1
2

(20c)
表1

db2

db1

Qb1

dc
Lb/2
図7

0.8

p

十字形部分架構

1.2

0.7

図8

0.7
B
A
pM p / pM p0.8

崩壊機構 B と C の比較

適用数値
15，25，35
0.4，0.6，0.8，1.0
0.1，0.2，0.3
0.5，0.75
20，30
0.5，0.75，1.0p

M Cp / p M pA

1.3

1.1

1.2

1

1.1

0.9
0.6
0.6

パラメータ
D/t
Bf/D
hd/D
a/D
D/td
twp/tf

パラメータ
Bf/H
db2/db1
dc/Lb
db1/Lc
柱梁耐力比

適用数値
0.5，0.75，1.0
0.3 ～ 0.9
0.03，0.05，0.07
0.1，0.15，0.2
1.5 ～ 2.5

※ Bf ，tf：フランジの幅と厚さ，H：梁せい，Lb：柱間スパン，Lc：階高※その他の条件：外ダイアフラム端部幅 Bd ＝ Bf，td ＝ tf
外ダイアフラムの全塑性曲げ耐力≧梁の全塑性モーメントs cy ＝ 295N/mm2，s dy，s wpy，s fy（フランジの降伏応力）＝ 325N/mm2

Lb/2

M Cp / p M pA

Lc/2

Lc/2

Qb2

解析範囲

D/t=35, Bf/D=0.4, hd/D=0.3
a/D=0.75, D/td=20, twp/tf=1
Bf/H=0.5, dc/Lb=0.07, db1/Lc=0.1

梁せい比－耐力関係

362

M Cp / p M pA

1

0.8
0.5 0.6 0.7 0.8 0.9
db2/db1

図9

p

0.9

図 10

15 20 25 30 35
D/t

パネルモーメント比－幅厚比関係

ここで，Lb：梁の載荷点間距離，Lc：柱のピン中心間距離である．
５．実験結果と考察
実験結果および解析結果の一覧を表 4 に示す．弾性剛性の実験値 Ke は R ＝ 0.5% 載荷時（1 サイクル目）の正側と負側のピークを結んだ割線剛性である．弾性剛性の解析値 Ks は次式で求めた 10)．
r
r = GA p cr
p Q = Ks c

(21)

ここで，G：せん断弾性係数，Ap：パネルのウェブ断面積（鋼管断面積の 1/2 とする）である．
r peは，図 15 に示す骨格曲線上の 0.35% オフセット値 10) の正負平均値とした．最大せん
パネルの全塑性耐力実験値 p Q
50100□ -250 × 250 × 9（BCR295）(a) No.1 ～ 3

梁2

75
200
150

スリット
（5mm）
3300mm(b) No.4

正面図

図 12

外ダイアフラムの詳細

u1d1

hp1=610mmd2

1800mm

ピンローラ

－
＋

cr
a1

v1

v2

ピン
反力フレーム3300mmu2
bp=190mm

bp=190mm(a) No.1(b) No.2 ～ 4

載荷装置

図 14
表2

hp1=318mm

試験体（No.2）

500kN ジャッキ

図 13

45°
150

梁1

1400mm

BH-300 × 150 × 9 × 16
（SN490B）

hp2=218mm

BH-400 × 150 × 9 × 16
（SN490B）

＋
－

150

150

平面図

図 11

45°

パネルの変形計測

試験体一覧

外ダイアフラム
パネル全塑性耐力計算値（SN490B）
[kN]
D db
No.
td
hd
Bd
a [mm]
機構 A 機構 B 機構 C[mm] [mm] [mm] [mm]1BH-400 × 150 × 9 × 16
0
1,046
－
－
951
950
2
BH-300 × 150 × 9 × 16
50
150 100 1,046□ -250 × 250 × 9 BH-400 × 150 × 9 × 16
16
150
3
1,046
882
879
BH-200 × 150 × 9 × 16
200
4
75
200
1,046 1,017 1,015
梁1（SN490B）

角形鋼管柱（BCR295）

梁2（SN490B）

表3

鋼材の機械的性質

部位

鋼種

板厚
[mm]

ヤング係数 降伏応力 引張強さ
[N/mm2] [N/mm2] [N/mm2]

梁フランジ
外ダイアフラム梁ウェブ
角形鋼管

SN490B

15.8

217,000

352

SN490B
BCR2958.8
8.9

214,000
202,000

369
417

降伏比
[%]

破断伸び
[%]

522

67

26

522
510

71
82

25
36

※梁フランジ・外ダイアフラム・梁ウェブ：JIS 1A 号，角形鋼管：JIS 5 号

363

r maxは載荷終了までに経験したパネルせん断力の最大値である．表中の累積塑性変形倍率は実験終了時までの値
断耐力 p Qである．ただし，後述するように本実験では耐力低下した試験体はないため，パネルが有する変形能力は表 4 の結果を上回る．
r pである．すべて
図 16 にパネルの平均せん断力と平均せん断変形角の関係を示す．図中の点線は全塑性耐力計算値p Qの試験体で載荷終了まで耐力低下は認められず，安定した紡錘形の履歴性状が得られた．No.3 および No.4 は他の試験体に比べてパネルの変形量が小さい．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．
文献 11) によれば，接合部パネルに積極的に地震エネルギーを吸収させる骨組に必要なパネルの累積塑性変形倍率 h は
60 以上であるが，本実験で得られた h はこれより十分大きい．
一例として図 17 に No.3 のパネル 1 と 2 の変形量の比較を示す．図の縦軸はパネル 1 と 2 のせん断力 pQ，横軸はパネル 1 と 2 のせん断歪 g である．各パネルのせん断歪は各パネル中央に貼付した 3 軸ゲージより算出したものである．
せん断歪の大部分はパネル 1 によるものであり，想定した崩壊機構 C の妥当性が確認できる．
表 4 より弾性剛性の実験値と計算値は概ね良く一致している．パネル全塑性耐力の計算値と実験値の比は 1.07 ～ 1.15
であり若干過大評価となっているが，本論で提案している耐力算定法により段差の影響や外ダイアフラムの寸法の影響を十分に評価できていると考えられる．
図 18 に各振幅 1 サイクル目のピーク時および最大変形時の各構成要素の変形分担率を示す．すべての試験体で，R=1% 時までは梁や柱の変形が占める割合が大きいが，R=2% を超えると，パネルの塑性化が顕著になり変形分担率も増え始めている．最大変形時にはパネルの変形が 50% 程度に達している．No.1 より No.2 の局部変形の方が大きいのは，
崩壊機構 A と C の違いによるものである．No.3 のパネル変形が No.2 のそれより小さく，No.3 の局部変形が No.2 のそれより大きいのは，梁せい差が大きいほど局部変形が大きくなるため，相対的にパネル変形が小さくなることを示している．No.4 の局部変形が No.3 のそれより小さいのは，No.4 の外ダイアフラムの耐力が相対的に大きいことが影響して
表4
No.
1
2
3
4

弾性剛性と耐力の実験値と計算値

弾性剛性 [kN/rad]

計算値

全塑性耐力 [kN]

計算値

実験値

実験値

計算値

計算値

309,000
304,000
306,000
321,000

1.05
1.06
1.06
1.01

1,046
950
879
1,015

323,000

実験値

実験値

最大耐力※
[kN]

累積塑性
変形倍率

926
831
818
883

1.13
1.14
1.07
1.15

1,193
1,116
1,059
1,126

164
174
115
128

※最大耐力は実験終了時のパネルせん断力を表す

1000

p

Q [kN]

1000

500

p

耐力計算値

Q [kN]

p

1000

500

500

0

No.1

0

0

-500

No.3

-500

-500

-1000

g [%] -1000

No.2
No.4

-1000
-2

-1

0

g [%]
2

1

-4

Q [kN]

p

1000
500

パネル 1

0

パネル 2

-500
-1000
-1500
-3 -2 -1

0

1

2

g [%]
3

図 17 パネル 1 と 2 の比較（No.3，歪ゲージによる）

-2

0

2

4

-4

(a) No.1

図 15 骨格曲線の比較（歪ゲージによる）
1500 pr [kN]
Q

p

1000

1000

500

500

0

0

-500

-500

-1000

cr [%] -1000

-2

0

2

(c) No.3
図 16

0

2

4

4

r [kN]
Q

-4

-2

0

2

4

(d) No.4

パネルの平均せん断力－平均せん断変形角関係364

cr [%](b) No.2

r [kN]Q-4-2

cr [%]

いるためである．
図 19 と 20 に実験後のパネル部の写真を示す．崩壊機構 C を呈する No.2 ～ 4 のパネル 2 はほとんど変形していないのに対して，パネル 1 は大きな残留変形が生じていることが確認できる．また，鋼管は面外方向に変形していることも踏まえて，想定通りの崩壊機構を形成することが明らかになった．
６．まとめ
本報告では，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全塑性耐力算定式を塑性解析により誘導
し，各種パラメータがパネル耐力に及ぼす影響を考察した．また，対象とする段違いパネルの十字架構繰返し載荷実験により以下の知見が得られた．
1) すべての試験体は想定通りの崩壊機構を呈した．
2) 提案した耐力算定式により，各試験体の接合部パネルの全塑性耐力を概ね評価できた．
安定した紡錘形の履歴性状を示した．
3) 大変形（本実験ではせん断変形角にして 5% 程度）まで耐力低下は認められず，
4) パネルの変形と外ダイアフラム接合部の局部変形の分担性状を崩壊機構と関連付けて説明した．
参考文献
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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.175181，2000.7.
10) 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 その 1 ～ 3，日本建築学会大会学術講演梗概集，C-1
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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.

R [%]

R [%]

最大
変形

4
3
2
1
0.5

R [%]

最大
変形

パネル

局部
変形

梁

柱

0 20 40 60 80 100
変形分担率 [%]

4
3
2
1
0.5

R [%]

最大
変形

パネル

局部
変形

梁 柱

0 20 40 60 80 100

4
3
2
1
0.5

変形分担率 [%](a) No.1(b) No.2
図 18

最大
変形

パネル

局部
変形

梁

柱

0 20 40 60 80 100
変形分担率 [%](c) No.3

4
3
2
1
0.5

パネル

局部
変形

梁

柱

0 20 40 60 80 100
変形分担率 [%](d) No.4

各構成要素の変形分担率

パネル 1(a) No.1(b) No.2
図 19(c) No.3

パネル 2(d) No.4

パネルの変形状態(a) No.2
図 20365(b) No.4
鋼管壁の面外変形

鋼構造研究・教育助成事業採択＜建築＞研究テーマ・最終報告書

部材の耐力劣化を考慮した超高層建築物の終局耐震性能に関する研究
小俵

1. 序

慶太

本論では筆者等による既報 3 ) ，4 ) の内容を発展させ，各種

2003 年の十勝沖地震や 2011 年の東北地方太平洋沖地構造形式に対応する一連の部材要素モデルに適宜修正

震の被害事例から，近年では超高層建築物に及ぼす長を加えて再整備したこと，解析対象骨組に我が国の超周期地震動の脅威が広く一般にも知られるようになり，

高層建築物の設計の実情を踏まえて設計した超高層骨設計時の想定レベルを超える巨大地震に対する超高層組を用いたこと，層数や使用部材の断面性能を解析変建築物の安全性の確保が重要な社会的要請として認識数に設定して解析を行ったことを主な特色とする．

されつつある．超高層建築物に設計時の想定を超える

2. 解析手法の概要

変形が生じた場合，鉛直荷重による P -解析は有限要素法に基づく弾塑性解析 5 ) で，平面骨組効果の影響により下層部に変形の累積現象が生じ，梁降伏型の骨組の解析モデルでは鉛直荷重による P -でも層崩壊を招く危険性がある ．この現象は鉄骨の局る．柱梁要素の断面は，図 1(a) に角形鋼管の場合を例示

部座屈やコンクリートの歪軟化など，部材の局所的なしているように，曲げの力が入力される方向に対して耐力劣化によって加速され，建物の継続使用性や安全直交する方向に微小要素に区分され，それぞれが応力性の確保に困難を来すことが懸念される．また長周期繊維を構成する．要素の断面力と断面剛性は，これら応地震動は観測記録が希少なうえ，予測波においても予

力繊維に対する数値積分により求める．部材の材長方測手法や条件設定によって地震動の大きさや周期特性向の分割は図 1 ( b ) に示すように両材端に部材断面せいが変動する など，その地震動特性の全容は明らかでなと等しい長さの塑性化領域を仮定 6 ) ，7 ) し，3 分割する．

い．そのため超高層建築物の耐震余裕度を評価するた

R C 造平面骨組では，両材端にさらに材接合部の等価剛

めには，P -

効果や部材の耐力劣化を適切に考慮した解域長 8 ) に応じた剛域を設け，計 5 分割する．

析モデルによって想定レベル以上の地震動に対する検3 . 耐力劣化を考慮した応力‐歪関係モデル

1)2)

効果が考慮され証を行い，終局耐震性能を明らかにする必要がある．

図 2 に鋼材，コンクリートの応力‐歪関係モデルのス

そこで，鉄骨（以下 S），鉄筋コンクリート（以下 RC），

ケルトンカーブを示す．図 2 ( a ) の鋼材のモデルでは

コンクリート充填鋼管（以下 C F T ）構造部材について，

Menegotto-Pinto モデル 9) を応用して降伏棚を持つ場合

部材要素モデルに耐力劣化要因を考慮した解析法を提にも対応する曲線型のモデルを構成した．鋼管の局部示し，部材実験結果との比較により解析の精度検証を

座屈や主筋の局部座屈に起因する耐力劣化を表現する行う．また，既存超高層建築物の代表例となる S 造，RC

場合には，山田等 6 ) ，7 ) による提案に従い，圧縮側のスケ

造超高層骨組を設計して時刻歴応答解析を行い，鋼管

ルトンカーブの歪 がある値の局部座屈やコンクリートの歪軟化に起因する部材の2 段階の応力値の下り勾配を設けた．本論では図 2 ( a ) の耐力劣化が骨組の終局挙動に及ぼす影響を考察する．

スケルトンモデルを基本形として S 造部材に用いる H

m

を超えた領域において，

圧縮側
劣化無視
m

圧縮側
D

塑性化領域

劣化考慮

D

Es

D

劣化無視

c

劣化考慮

m

引張側
- y

(a)

Ec

- u

ex. 角形鋼管

断面分割
図1

(b)

(a)

材長方向の分割
図2

要素分割

367

c

鋼材

(b)

コンクリート

応力‐歪関係モデルのスケルトンモデル

形鋼，角形鋼管，円形鋼管，C FT 造部材に用いる角形鋼

ん断補強筋量など，各構造部材の耐力劣化特性を左右

管と円形鋼管の局部座屈性状と，角形断面 R C 造部材にする変数が広範となるように多くの実験結果を対象と用いる主筋の座屈性状のモデル化を行っている．これした（試験体数は計 2 1 2 体）．

らは既往の単軸圧縮試験結果の回帰式 6 ) ，7 ) ，1 0 ) や降伏線

図 4 に，一定軸力 N と繰返し水平力 Q が作用する H理論による理論式 1 1 ) ，1 2 ) に基づいており，鋼管では断面形鋼部材 1 6 ) を例として水平力 Q ‐部材角 R 関係を示す．

形状（幅厚比，径厚比）と材料強度（降伏応力），主筋

本論では荷重‐変形関係の最大耐力点と劣化勾配に着ではせん断補強筋量の影響を受け，耐力劣化特性が変目して実験結果と解析結果の数値的な比較を行い，対化するよう定義されている．

象とした実験の実験変数によらず概ね良好な解析精度

一方，図 2 ( b ) のコンクリートのモデルは，圧縮耐力を与えることを確認した．

に至るまでの Popovicsの提案式による曲線部分と，

5. 時刻歴応答解析の計画

歪軟化による劣化域に相当する直線部分に分けて構成

5.1 解析対象骨組の設計

c

13)

した．この形状のモデルは歪軟化領域を直線で表現す

解析対象骨組は，長周期地震動に対する耐震性評価

ることで比較的簡易なモデルとして知られ，応力の上が重要な課題とされる既存超高層事務所ビルと集合住

昇域と下降域のモデル形状をそれぞれ個別に操作でき宅の代表例として作成した 2 0 層，3 0 層の S 造平面骨組の RC 造，CFTと，3 0 層の R C 造平面骨組とした．本梗概では，このう

造柱部材の中押し試験によって得られた知見を図 2 ( b )ち 30 層の S 造，RC 造骨組について記述する．図 5 にこのモデルに適用し，せん断補強筋や鋼管で拘束されたれらの骨組の軸組図を示す．骨組は寺本等 1 7 ) ，和泉等 1 8 )コンクリートの耐力劣化挙動をモデル化しており，R Cが行った既存 S 造，R C 造超高層建築物の構造計画や使造部材ではせん断補強筋量，C F T 造部材では鋼管の断用材料の時系列変化に関する調査結果を参考とし，お面形状（幅厚比，径厚比）と材料強度（鋼管の降伏応力，

およそ平均的な層数，柱間スパン，階高，材料強度を持

コンクリート強度）の影響を受けて耐力劣化特性が変つように計画している．また，既存超高層建築物で採用化するよう定義されている．なお，鋼材とコンクリートされてきたクライテリア 1 9 ) を満足するよう，A i 分布にの履歴則については，著者等の既報 3 ) を参照されたい．

基づく層せん断力を入力する静的漸増解析を行い，一4. 解析精度の検証

次設計を行った．R C 造骨組では，せん断による脆性破るため汎用性が高い．本論では崎野等

14)，15)

提案した応力‐歪関係モデルを用いて H 形鋼部材，角壊を生じない骨組とするため，靭性保証型設計指針 2 0 )形鋼管部材，円形鋼管部材，角形断面 R C 造部材，角形に準拠した設計も行った．二次設計では，標準的な地震

C FT 造部材，円形 C F T 造部材の既往の部材実験結果を動波形として設計に多用される観測波 3 波（E l C e n t r o

追跡する静的解析を行い，実験結果と解析結果の荷重‐

NS 波，Taft EW 波，Hachinohe NS 波）21) と，告示スペ変形関係を比較することによって解析精度の検証を行

クトルを満足するよう設定された模擬地震動の A R T -う．解析対象とした実験は，いずれも図 3 に示すように

H A C H I 波 2 2 ) を用いた時刻歴応答解析を行った．最大地

一端固定，他端自由の片持ち柱の柱頭に軸力 N や水平

動速度 PGV をレベル 2（50cm/s 2 ）に基準化した地震動

力 Q ，曲げモーメント M を単調あるいは繰返し載荷すに対し，最大応答層間変形角が 0 . 0 1 ra d 以内，梁部材塑

るものであり，鋼管の断面形状（幅厚比，径厚比）やせ性率が 4 . 0 以内であることを全骨組で確認している．

Q [kN]

0

0

12

R [%]

ex. フランジ幅厚比：22.0
ウェブ幅厚比：16.7
降伏応力：377.6N/mm2

図3

比較対象

実験の載荷形式

図4

3.5m

-200
-12

4.0m

実験結果
解析結果

29@3.0m=87.0m

M
121.0m

Q

91.5m

N

29@4.0m=116.0m

200

4@8.0m=32m(a)

荷重‐変形関係の比較

S 造平面骨組
図5（H 形鋼部材）368

5@6.4m=32m(b)

RC 造平面骨組

解析対象骨組の軸組図

れたのは，卓越周期が 3 秒程度の C-SA N EW 波であっ5.2 解析変数
表 1 に解析対象骨組の一覧を示す．S 造骨組，R C 造

た．表 1 に C-SA N EW 波に対する最大応答層間変形角

骨組共に図 2 に示した応力‐歪関係モデルにおける耐力を示している．全骨組で 0 . 0 1 ra d を超える変形となった

劣化考慮の有無を解析変数とする．ただし R C 造骨組でが，部材の耐力劣化を考慮した骨組においても耐力劣

は劣化を考慮する骨組においても，梁主筋と柱芯筋は化は生じず，耐力劣化の考慮の有無による応答の差は座屈の可能性が低いと考え，これを無視した．前述した

生じていない．C -S A N EW 波以外の 6 波に対しては全ように耐力劣化特性は，S 造骨組においては部材の幅厚

骨組で 0 . 0 1 ra d 以下の応答となった．長周期地震動に対比，R C 造骨組においてはせん断補強筋量に影響を受けする検討では，結果的に全地震波，全骨組で層間変形て変化する．そこで S 造骨組では使用部材の幅厚比が変角，部材塑性率に耐力劣化の影響は見られなかった．

化するよう柱梁部材を共に FA ランク，柱部材を FA ラ

7.

地震動規模の増大を考慮した動的増分解析

ンクで梁部材を F B ランク，柱梁部材を共に F B ランク

長周期地震動に対する検討で用いた地震動から，さとした 3 種類の骨組を作成する．R C 造骨組では部材のらに地震動規模が増大した場合に，どの程度の地震動

せん断補強筋比 pw を 3 種類（0.50%，0.85%，1.20%）設

レベルから耐力劣化の影響が生じ始めるのかを検証す定した．p w が骨組内の全部材断面で同一の値となるよる．検証に用いた地震波は，速度応答スペクトルが長周

うにせん断補強筋量を調節している．このように，耐力期領域で S v =100cm/s 程度でほぼ一定の ART-HACHI 波

劣化特性が異なるように解析変数を設定し，耐力劣化

で，入力加速度を 1 倍から 0 . 5 倍刻みで増大させていく特性による骨組の動的挙動の違いについて検証する．

動的増分解析を行った．加速度の増大率は S v = 3 0 0 c m / s

6 . 長周期地震動に対する時刻歴応答解析

程度までを想定し，3 倍までとする．図 7 に 3 倍時の S

継続時間や周期特性が異なるように選定した 7 波に造 3 0 層骨組の層間変形角の最大応答値を示す．柱梁の対して解析を行う．表 2 に地震波の緒元，図 6 に速度応

部材ランクによらず 1 ~ 2 倍時は耐力劣化の考慮の有無

答スペクトルを示す．全骨組で最も大きな応答が見らによる応答差は見られなかったが，2 . 5 倍時に応答差が

表1
骨組

30 層

使用部材
柱
FA

梁
FA

ランク ランクFA
FBS造(6 骨 組 ) ラ ン ク ラ ン ク
FBFB
ランク ランク
30 層
RC造(6 骨 組 )p w =0.50%
p w =0.85%
p w =1.20%

表2解析対象骨組の概要

耐力劣化
考慮の有無

1次 固 有

劣化無視
劣化考慮
劣化無視
劣化考慮
劣化無視
劣化考慮
劣化無視
劣化考慮
劣化無視
劣化考慮
劣化無視
劣化考慮

3.61

周 期 [s]

3.57
3.54

3.07

C-SAN EW 波 に 対 す る

柱部材断面
[mm]

最 大 応 答 層 間 変 形 角 [rad]0.0107□ -550×550×28
0.0107～ □ -750×750×36
0.0109□ -550×550×28
0.0109～ □ -750×750×36
0.0110□ -600×600×22
0.0110～ □ -850×850×28
0.01140.0114800×800
0.01140.0114～ 900×900
0.01140.0114

注
減 衰 は 初 期 剛 性 比 例 型 で 減 衰 乗 数 は 一 次 固 有 モ ー ド に 対 し 2%（ S造 ） ， 3%（ RC造 ）S造 骨 組 の 使 用 鋼 材 は 全 て SN490 で 柱 梁 部 材 は 全 て 角 形 鋼 管 ， H 形 鋼

検討地震波諸元
P GV

継 続 時 間 P GA[s]
[cm/s 2]地震動名
(概 要 )KK-WOS EW 2)(西 大 阪 ， 予 測 波 )TS-YKL NS2)
(横 浜 ， 予 測 波 )C-SAN EW 23)(名 古 屋 ， 予 測 波 )TKY007 NS24)(新 宿 ， 2011.3 観 測 波 )CHB009 NS24)(千 葉 ， 2011.3 観 測 波 )MYG004 NS24)(築 館 ， 2011.3 観 測 波 )ART-HACHI22)(模 擬 地 震 波 )[cm/s]

297.9

69.3

24.8

200.0

499.2

70.0

327.7

185.9

49.4

300.0

192.5

28.1

300.0

178.6

47.9

300.0

2699.9

153.3

163.8

466.7

64.0

RC造 骨 組 の 主 筋 ， 柱 芯 筋 ， せ ん 断 補 強 筋 は そ れ ぞ れ SD490 ， SD685 ， SD295

Sv [cm/s]

RC造 骨 組 の コ ン ク リ ー ト 強 度 は 42N/mm2～ 60N/mm2
RC造 骨 組 の 柱 梁 部 材 は 全 て 角 形 断 面

500

KK-WOS EWTS-YKL NS
C-SAN EW
TKY007 NS
CHB009 NS
MYG004 NS
ART-HACHI

RC造 骨 組 の 梁 主 筋 と 柱 芯 筋 の 耐 力 劣 化 に 関 し て は 全 骨 組 で 無 視 す る
400

層

層

30

層

30
劣化無視
劣化考慮

25

30
劣化無視
劣化考慮

25

20

20

20

15

15

15

10

10

10

5

5

5

0

0.02

0.04

0.06

0

0.02

0.04

0.06

0

300

劣化無視
劣化考慮

25

100

0.02

0.04

0.06

最大応答層間変形角 [rad]最大応答層間変形角 [rad]最大応答層間変形角 [rad](a)柱：FA，梁：FA(b)(c) 柱：FB，梁：FB

図7

S 造 30 層骨組の層間変形角の最大応答値（ART-HACHI×3.0）

柱：FA，梁：FB

減衰定数h =0.05

200

369

0

1

2

3

4

5

6

7

8

周期 [s]

図6

速度応答スペクトル

生じはじめ，3 倍時には F B ランク部材を用いた骨組で

参考文献

下層部において顕著な応答差を生じた．特に柱に F B ラ

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22) 北村春幸，
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24) 防災科学技術研究所：平成23年（2011年）東北地方太平洋沖地震による強震動，2011.

ンク部材を用いた骨組では 1 層柱の局部座屈によって層崩壊していることが確認できる．図 8 に 3 倍時の R C
造 3 0 層骨組の層間変形角の最大応答値を示す．S 造骨組と同様に，耐力劣化の考慮の有無によって 2 . 5 倍時に応答差が生じはじめ，3 倍時には p w = 0 . 5 0 % の骨組で全層にわたり顕著な応答差を生じた．p w の値が大きくなるにつれて応答の差は小さくなり，p w = 1 . 2 0 % の骨組では大きな応答差が生じているのは 5 層以下の部分のみである．3 倍時の p w=0.50% の骨組について，図 9 に 1 層
内柱の層間変形角の時刻歴応答と荷重‐変形関係，図 1 0に塑性ヒンジ図を示す．時刻歴応答では劣化を考慮した場合，4 0 秒前後で一方向への変形累積が顕著になり，
8 0 秒過ぎで数値が発散する現象が見られる．荷重‐変形関係でも，部材角が大きくなるにつれ履歴ループが縮小している．塑性ヒンジ図でも，全層にわたって梁の塑性率が増大し，柱部材では 1 層内柱の塑性率が増大していることが確認できる．
8. 結
本論では，鋼管の局部座屈やコンクリートの歪軟化に起因する部材の耐力劣化を考慮した解析手法を提示
し，部材実験結果との比較検証により概ね精度よく実挙動を追跡できることを確認した．既存超高層建築物の代表例となる S 造，R C 造骨組の時刻歴応答解析では耐力劣化の影響により下層部の変形累積現象が生じる
ケースがあることを確認した．
層

層

30

層

30

劣化無視
劣化考慮

25

30
劣化無視
劣化考慮

25

20

20

20

15

15

15

10

10

10

5

5

5

0

0.02

0.04

0

0.06

pw=0.50%

(a)
図8

0.02

0.04

0.06

最大応答層間変形角 [rad]最大応答層間変形角 [rad]

(b)

劣化無視
劣化考慮

25

pw=0.85%

0

塑性率
1~2
2~4
4~7

0.02

0.04

7~

0.06

最大応答層間変形角 [rad](c)pw=1.20%

RC 造 30 層骨組の層間変形角の最大応答値（ART-HACHI×3.0）
M [kNm]10000

部材角 [%]
6
劣化無視
劣化考慮
0
-6
0

0

20

40

60

80

100

120

140

図9

劣化無視
劣化考慮

160

時間 [s]-10000

-6

0

R [%]

R C 造 3 0 層骨組の部材角の時刻歴応答と荷重‐変形関係（pw=0.50%，1 層内柱，ART-HACHI×3.0）

370

6

(a)
図 10

劣化無視

(b)

劣化考慮

R C 造 3 0 層骨組の塑性ヒンジ図（pw=0.50%，1 層内柱，ART-HACHI×3.0）㪉㪇㪈㪈 ᐕᐲ䇸㍑᭴ㅧ⎇ⓥ䊶ᢎ⢒ഥᚑ੐ᬺ䇹䈮䉋䉎䇸৻⥸䊁䊷䊙⎇ⓥഥᚑ䇹ᦨ⚳ႎ๔ᦠ㩷䊁䊷䊙ฬ䋺ᒁᒛജ䈫ᦛ䈕䉕ฃ䈔䉎䉮䊮䉪䊥䊷䊃లႯ㍑▤ㇱ᧚䈱ജቇ⊛ᕈ⁁䈮㑐䈜䉎ၮ␆⊛⎇ⓥ㩷ᚲዻ䊶᳁ฬ䋺਻Ꮊᄢቇᄢቇ㒮ੱ㑆ⅣႺቇ⎇ⓥ㒮ㇺᏒ䊶ᑪ▽ቇㇱ㐷㩷 㩷 ⱰᎹ೑ᒾ㩷 ᐨ
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372

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․ᕈߣ࿶❗߅ࠃ߮ᒁᒛࠢ࡝࡯ࡊ᜼േߦ㑐ߔࠆታ㛎⊛378

座屈を生じる筋違材の制震効果の定量化に関する研究
林田
宮下
小川
1. 序
従来から利用されてきた筋違は，圧縮側では座屈による耐力低下，引張側ではスリップ型の履歴特性をとるなどの問題がある．しかし，このような問題があるにも関わらず，工場や倉庫，立体駐車場などで現在も多くの構造物が筋違を用いて設計されている．また，過去の震災においても，筋違が座屈や更には破断している場合でさえ，筋違の変形によってエネルギーを吸収し，被害を軽減したとする報告も多数見られる [1][2]．履歴型
ダンパーの変位応答抑制効果が，短周期化と履歴減衰によるものであることを考慮すると [3]，筋違も同様の変位応答抑制効果を発揮することは十分に期待できる．しかし，筋違付骨組の現行の耐震設計においては，筋違が変形能力の乏しい耐震要素であることを前提に，保有水平耐力を確保する手段としてだけ筋違が利用されているのが現状である．本研究は，筋違が地震応答に及ぼす影響を定量化することで，最大層間変位角を抑制
する制震部材の一つとして筋違を活用する手段を開発することを目指している．
引張側筋違はスリップ型の履歴特性をもつこと，また，座屈による耐力低下を生じる圧縮側筋違の耐力を座屈後安定耐力で評価するという方
法 [4] も既によく知られている．しかし，このよ
うに単純化された復元力特性によって，筋違の地
震応答がどの程度近似できるかは明らかにされていない．本研究ではまず，二方向一対の筋違を対象にして，筋違の引張側での挙動を近似するスリップ型の復元力特性をもつせん断バネと，筋違の圧縮側での挙動を近似する完全弾塑性の復元
力特性をもつせん断バネによって，筋違付骨組の地震応答がどの程度まで近似できるかを，地震応
答解析結果に基づいて検討する．このような復元力特性の単純化が妥当である事を明らかにした上で，この単純化した復元力モデルを用いた地震* 熊本大学大学院 自然科学研究科 博士前期課程** 熊本大学大学院 自然科学研究科 教授

379

洋幸 *
いづみ *
厚治 **

応答解析結果から，筋違の変位応答抑制効果を明らかにし，筋違の制震部材としての活用の可能性を検討する．
2. 筋違の復元力特性の単純化
2.1 解析の概要
2.1.1 筋違付骨組の解析筋違を持つ多層多スパン骨組を図 2.1 (a) のよ
うに単純化できると考え，解析では図 2.1 (b) の骨組を対象とした．図中の! は梁と筋違の交角を，
hは骨組の高さを表している．ラーメンは弾塑性
回転バネを持つ剛棒でモデル化しており，弾塑性
回転バネの単調載荷時の荷重変位関係は Bilinear
型で，履歴特性は移動硬化型とする．筋違の解析には，座屈による耐力劣化等の複雑な復元力特性を近似できる [5][6] ように 1 次元有限要素法 [7]を採用した．材軸方向の要素分割は図 2.2 に示すように，10 分割とした．この分割に用いた級数
はフィボナッチ数列であり，筋違中央部分を細分化している．断面形は長方形とし，層状に 20 分割している．また，単調載荷時の応力度 — 歪度関
係は Bilinear 型で，移動硬化型の履歴特性をもつとしている．
HP
h

๛Წ
P

P

L

ᅇ㌿ࣂࢿ

θ

θ

(a) 解析骨組のイメージ
図 2.1(b) 解析対象

解析骨組

2 1111 2

h

5

3

3

5

図 2.2

筋違の材軸方向における要素分割

解析では，中心圧縮材は座屈しないため，材長の 1/1000 の弾性たわみを生じるように，部材中央に材軸に直交方向の集中荷重Pを与えた．
2.1.2 解析パラメータの選定
解析骨組の質量はM とする．その他，解析骨組に与えた条件を以下に示す．
• 筋違は矩形断面，使用する鋼材は SN400 を想定し，ヤング係数 E = 2.05 × 105 N/mm2，降伏応力度! y = 235 N/mm2 とする．

表 2.1

T

• 終局耐力 H P はラーメンの耐力と引張側筋違の降伏耐力および圧縮側筋違の座屈後耐力の和で表される値であり次式で与える．ただし， Rtは振動特性係数，g は重力加速度，C 0は標準せん
断力係数を示す．標準せん断力係数C 0は本章の

λB

解析では 0.3 とした．
(2.1)

H P = C 0 Rt M g

解析構造物の高さ（単位：mm）
0.2

0.3
0.4
0.5
0.6
0.7
0.8
0.9
1.0
1.1
1.2
1.3
1.4
1.5
1.6
1.7
1.8
1.9
2.0

0.4
2265
2359
2429
2483
2525
2559
2586
2610
2629
2646
2660
2673
2684
2694
2703
2711
2718
2725

1.2
16310
16985
17490
17877
18181
18425
18625
18792
18933
19053
19158
19249
19329
19400
19464
19521
19573
19620

β
0.5

0.4
3876
4110
4285
4420
4525
4610
4679
4737
4786
4828
4864
4896
4924
4949
4971
4991
5009
5025

1.2
27908
29595
30858
31826
32585
33195
33695
34112
34464
34765
35026
35254
35455
35633
35792
35935
36065
36182

0.8
0.4
1.2
5486 39505
5861 42205
6142 44226
6357 45774
6526 46989
6661 47966
6773 48765
6865 49432
6943 49995
7010 50477
7068 50895
7119 51259
7164 51581
7203 51866
7239 52120
7270 52349
7299 52556
7325 52744• 耐力分担率 ! は，筋違の耐力をラーメンの耐力と筋違の耐力の和で除したものであり，0.2，0.5，
2 N y cos ! 2 " C B M g E sin! cos !
KB =
=
(2.5)
0.8 の 3 種とする．
1 + # $y h
BR y h• 固有周期 T (s) は，0.4，0.8，1.2 の 3 種とする．
• ラーメンは 1/100 の層間変位角RR yで降伏し，筋 ラーメンの水平剛性K Rは，次式である．
違は 1/400 の層間変位角BR yで引張降伏する [8]．
1 - ! CB M g• 曲げ座屈細長比 ! B は 0.3 から 0.1 刻みで 2.0 ま
KR =
(2.6)
RR y hで変化させた．
筋違の引張側弾性限水平変位 BR y hは筋違の交 以上，(2.5) ，(2.6) 式の和を解析骨組全体の水平
2

角! と次の関係がある．
B

Ry h =

剛性とし，固有円振動数! は，次式となる．

#y h
!y
=
cos " E sin" cos "

(2.2)

2

! =

R

次式で求める [4]．

Ny
2

2

! "B E1+
200 # y= $ NyRy h+

2 " C B g E sin# cos #1 + $ %y h(2.7)

上式より算定した高さhを表 2.1 に示しておく．
2.1.3 復元力特性の単純化
筋違の復元力特性の単純化にあたっては，引張側は降伏耐力を弾性限耐力とするスリップ型，圧
縮側は座屈後耐力を弾性限耐力とする完全弾塑
性型とした．圧縮側筋違の弾性剛性については，
以下の 2 種類のモデル化を考えた．
モデル (1)：圧縮側筋違の弾性剛性は引張側の弾性剛性と等しいと仮定する．
モデル (2)：圧縮側筋違の弾性限層間変位角は引
張側の弾性限層間変位角と等しいと仮定する．
本解析では，モデル (1) とモデル (2) の引張側
筋違の終局耐力，および，圧縮側筋違の終局耐力はそれぞれ同じであり，モデル (1) では元の骨組と同じ固有周期が求められる．しかし，モデル (1)上式より，筋違の交角! は約 57 °である．
圧縮側筋違の耐力は，座屈後耐力を用いて評価した．座屈後耐力 N u と降伏耐力 N y の比は，曲げ座屈細長比! B が 0.3 程度以上であることを前提に

Nu =1 - " CB g

(2.3)

上式の!は座屈後耐力と降伏耐力の比であり，! B
によって変化する．筋違の降伏耐力 N y は次式と
なる．
! HP
(2.4)
Ny =
1 + " cos #筋違全体の水平剛性 K B は，両方向の筋違を考慮すると次式となる．

380

表 2.2
࣮࣓ࣛࣥ
ᘬᙇഃ
➽㐪
ᅽ⦰ഃ

法による解析結果である．
図 2.4 に固有周期 T = 0.4 (s) の時の，筋違付骨組とモデルの最大層間変位角を比較する．それぞれ，横軸は筋違付骨組の最大層間変位角を，縦軸はモデルの最大層間変位角を表している．図中の実線は，45 °の傾きをもっており，筋違付骨組とモデルの最大層間変位角が等しくなる場合である．大部分の応答値は 45 °の傾きをもつ直線の近傍にあり，モデル (1) およびモデル (2) はどち
らも，筋違付骨組の挙動を概ね近似できている．
その他の固有周期の場合も，同様の傾向が認められた．
2.2.2 耐力分担率による検討
本研究では，2.4 節に示した 40 波の地震波を入力しており，解析によるモデルと筋違付骨組の最大層間変位角の比の平均値からモデルの妥当性を検討する．
図 2.5 に曲げ座屈細長比! B を 0.3 〜 2.0 まで 0.1

歪硬化係数
➽㐪௜㦵⤌
0.02
0.01

ࣔࢹࣝ
0.02
0.01
0.00

では，圧縮側筋違は小さな変位で降伏することになり，履歴減衰の効果が過大に現れる可能性がある．そこで，モデル (2) では，圧縮側筋違が十分な変位を生じてからエネルギー消散を始めるようなモデル化を考えた．解析に用いたラーメンおよび筋違の歪硬化係数の一覧を表 2.2 に示す．
2.1.4 入力地震波
地震応答は大きなばらつきをもつので，多数の地震波を用いることでその傾向を明確にする
ために，ロサンゼルスでの 50 年間の発生確率が10％の 20 波（以下，10 / 50 地震群と呼ぶ）と，2％の 20 波（以下，2 / 50 地震群と呼ぶ）の計 40 波の入力地震波を用いた [9]．減衰定数を 1% とし 刻みで変化させた場合の，筋違付骨組とモデルのたときの入力地震波の擬似速度応答速度スペク 最大層間変位角の比の平均値と標準偏差を示す．
トルS V を図 2.3 に細線で示す．図 2.3 中の太線は，
図 2.4 でも明らかであるが，耐力分担率! が 0.2
20 波の擬似速度応答スペクトル S V の 2 乗平均値 の時は，筋違付骨組の耐力の大部分をラーメンがの平方根を示している．10 / 50 地震群は，我国 負担し，ラーメンについては，いずれの解析でもの耐震規定で 2 次設計の際に想定している程度の 全く同じ復元力特性を与えているので，図 2.5 (a)
地震動であり，2 / 50 地震群はその 2 倍程度の地 では，モデルと筋違付骨組の最大層間変位角の比震動である [10]．
の平均値は 1 に近く，標準偏差も小さい．
2.2 復元力特性の単純化の検討
図 2.6 は，耐力分担率! が 0.2 と 0.8 の解析例
2.2.1 解析結果の概要
ここでは，2.1 節で述べた 1 次元有限要素法による解析が筋違の座屈後の耐力低下を精度よく解析できることから [5][6]，筋違の挙動を忠実にについて，履歴ループの形状を比較したものである．図 2.6 (a) の耐力分担率! = 0.2 では移動硬化表現していると考えて，モデルの妥当性を検討するために用いた．したがって，ここで筋違付骨組の応答値として表現するものは，1 次元有限要素

履歴ループは，座屈によって剛性・耐力が複雑に変動しており，モデルが近似できていない部分が多くなっている．したがって，図 2.5 では，耐力型のラーメンの復元力特性が支配的であるが，図2.6 (b) の耐力分担率 ! = 0.8 では，筋違付骨組の

4

8

3

6

2

4

1

2

0

0

1
2
(a)10/50 地震群

図 2.3

3

0

0

1

2
(b)2/50 地震群

擬似速度応答スペクトルS V

381

3

0.20
0.10
0.00
0.00 0.10 0.20 0.30 0.40‫آ‬Ϸഗ‫ݞ‬ਚ

0.30

0.30

0.20

0.20

Ȋǯȓ(1)0.30

Ȋǯȓ(1)Ȋǯȓ(1)

0.40

0.10
0.00
0.00

0.10
0.20
‫آ‬Ϸഗ‫ݞ‬ਚ

ᇶ‽⥺

0.10
0.00
0.00

0.30

ᛂ⟅್

0.10
0.20
‫آ‬Ϸഗ‫ݞ‬ਚ0.30(a) β =0.2㸪ࣔࢹࣝ (1)ࠉࠉࠉࠉࠉࠉ(b) β =0.5㸪ࣔࢹࣝ (1)ࠉࠉࠉࠉࠉࠉࠉ(c) β =0.8㸪ࣔࢹࣝ (1)ࠉࠉ

0.20
0.10
0.00
0.00 0.10 0.20 0.30 0.40‫آ‬Ϸഗ‫ݞ‬ਚ

0.30

0.30

0.20

0.20

Ȋǯȓ(2)0.30

Ȋǯȓ(2)Ȋǯȓ(2)

0.40

0.10
0.00
0.00

0.10
0.20
‫آ‬Ϸഗ‫ݞ‬ਚ

0.30

0.10
0.00
0.00

0.10
0.20
‫آ‬Ϸഗ‫ݞ‬ਚ0.30(d) β =0.2㸪ࣔࢹࣝ (2)ࠉࠉࠉࠉࠉࠉ(e) β =0.5㸪ࣔࢹࣝ (2)ࠉࠉࠉࠉࠉࠉࠉ(f) β =0.8㸪ࣔࢹࣝ (2)ࠉࠉ
図 2.4

固有周期 T = 0.4 (s) の層間変位角の比較

分担率! が大きいほど，最大層間変位角の比の平均値と標準偏差共に大きくなる．なお，この図で採用した解析例は，筋違付骨組とモデルの変位応
答履歴が類似したもの，または，説明したい現象が明確に現れている例として選んでいる．以下の図 2.7，図 2.8，図 2.10 の解析例も同様であるが，特に条件を整えた解析例ではない．
図 2.5 からわかるように，全体的にいずれのモデルも最大層間変位角を過大に評価する傾向がある．また，モデル (1) の方がモデル (2) よりも，
筋違付骨組の最大層間変位角に近い挙動を示しており，最大層間変位角の比の標準偏差も小さくなるなど，モデルとして適している．この原因としては，最大変位応答には固有周期が強く影響し，モデル (1) の固有周期は元の骨組と等しいことが挙げられる．
2.2.3 曲げ座屈細長比による検討
図 2.5 によると，曲げ座屈細長比 ! B が大きくなるほど，モデルと筋違付骨組の最大層間変位角の比は減少して 1 に近付く傾向があり，標準偏差も曲げ座屈細長比 ! B の増大に伴い減少する傾向がある．一方，図 2.5 (c) に示した耐力分担率! = 0.8の曲げ座屈細長比 ! B = 0.5 付近では，モデル (1)についても層間変位角の比の平均値は 1.2 を超え，標準偏差も 0.4 程度と大きくなっている．
図 2.7 には，耐力分担率! = 0.8 ，曲げ座屈細長
比! B = 0.6 で，モデル (1) の最大層間変位角が筋
違付骨組に比べて著しく大きい解析例について，履歴ループを比較する．筋違付骨組の応答では，
層間変位角は小さいが，座屈による耐力低下は顕著でなく，小さな変位振幅での繰り返しであっても安定した高い耐力でエネルギーを消散している．一方，モデル (1) では，圧縮側筋違は，降伏耐力の 0.29 倍程度の座屈後耐力しか考慮していないので，引張側筋違がスリップ状態にあるときの耐力は極端に小さい．その結果，モデル (1) の方が，かなり最大層間変位角が大きくなっている．このような解析例が含まれることで，耐力分担率 ! が大きく，曲げ座屈細長比! B が小さい範囲
では，モデルと筋違付骨組の最大層間変位角の比の平均値と標準偏差が大きくなっている．
図 2.8 には筋違付骨組とモデルの筋違だけの層
せん断力係数 Q / Mg と層間変位角 R の関係を比較している．曲げ座屈細長比! Bが大きい方が筋違付骨組が引張力を受けた際の挙動がスリップ型の挙動により近づいており，これが曲げ座屈細長

382

0.40

ࣔࢹࣝࡢᒙ㛫ኚ఩ゅ➽㐪௜㦵⤌ࡢᒙ㛫ኚ఩ゅ
1.6
1.4
1.2
1.0
ࣔࢹࣝ  ẚࡢᖹᆒ
0.8
ࣔࢹࣝ  ẚࡢᖹᆒ
0.6
ࣔࢹࣝ  ᶆ‽೫ᕪ
0.4
ࣔࢹࣝ  ᶆ‽೫ᕪ
0.2
0.0
0.2 0.4 0.6 0.8 1.0 1.2 1.4 1.6 1.8 2.0
᭤ࡆᗙᒅ⣽㛗ẚ λ B

0.20

0

0

-0.20

-0.20

R
-0.40
-0.16-0.12-0.08-0.04 0 0.04

-0.40
-0.04

(a) ! = 0.2，! B = 2.0，la14(b) ! = 0.8，! B = 1.0，la13

0.4

-0.02

R
0.02

0

耐力分担率! の違いにおける挙動

Q /M g

0.2

➽㐪௜㦵⤌

0

ࣔࢹࣝࡢᒙ㛫ኚ఩ゅ➽㐪௜㦵⤌ࡢᒙ㛫ኚ఩ゅ
1.6
1.4
1.2
1.0
0.8
0.6
0.4
0.2
0.0
0.2 0.4 0.6 0.8 1.0 1.2 1.4 1.6 1.8 2.0
᭤ࡆᗙᒅ⣽㛗ẚ λ B

ࣔࢹࣝ 
-0.2
-0.4
-0.02

R
-0.01

0

図 2.7

0.01

差異が大きい解析例

2.5
Q /M g
2.0
1.5
1.0
0.5
0
-0.5
-1.0
-1.5
-2.0
R
-2.5
-0.06-0.04-0.02 0 0.02 0.04 0.06 0.08(b)ࠉ=0.5β(a) ! = 0.5，! B = 0.5，la30ࣔࢹࣝࡢᒙ㛫ኚ఩ゅ➽㐪௜㦵⤌ࡢᒙ㛫ኚ఩ゅ
1.6
1.4
1.2
1.0
0.8
0.6
0.4
0.2
0.0
0.2 0.4 0.6 0.8 1.0 1.2 1.4 1.6 1.8 2.0
᭤ࡆᗙᒅ⣽㛗ẚ λ B

図 2.8

2.5
2.0 Q /M g
1.5
1.0
0.5
0
-0.5
-1.0
-1.5
-2.0
-2.5
-0.06 -0.04

R
-0.02

0

0.02

(b) ! = 0.5，! B = 1.5，la14

筋違とモデル (1) の挙動の比較

デル (1) と筋違付骨組の最大層間変位角の比が 1を下回り，モデル (1) は筋違付骨組の最大層間変位応答を過小に評価する傾向がある．
図 2.9 には，骨組全体の歪エネルギーに占める筋違の歪エネルギーの割合と，曲げ座屈細長比! Bとの関係を示している．図 2.7 にかなり極端な例を示したように，曲げ座屈細長比! Bが小さいときには，筋違はモデル (1) よりも高い耐力を保持してエネルギーを消散する性質が強く，その結果，
図 2.9 でも筋違の歪エネルギーの割合は筋違付骨組の方がモデル (1) より大きい．一方，曲げ座屈
細長比! Bが大きくなると，筋違付骨組における筋(c)ࠉ=0.8β曲げ座屈細長比! Bと層間変位角の比の関係

比! Bが大きくなるにつれて，モデルが筋違付骨組の挙動に近づく理由と考えている．
しかし図 2.5 では，いずれの耐力分担率 ! についても，曲げ座屈細長比! Bが 1.8 を越えると，モQ /M g

0.20

図 2.6

(a)ࠉ=0.2
β

図 2.5

0.40

Q /M g違の歪エネルギーの比は小さくなり，曲げ座屈細
長比 ! B が 1.3 〜 1.8 程度を上回るとモデル (1) よりも小さくなる．
図 2.10 は， 筋 違 の 負 担 す る 層 せ ん 断 力 係 数
Q / Mg と層間変位角 R の関係を示したもので，い383

層間変位角が小さくなる原因であると考える．
以上述べてきたように，曲げ座屈細長比! Bが 0.5➽㐪ࡢṍ࢚ࢿࣝࢠ࣮
ࡢᖹᆒ඲ṍ࢚ࢿࣝࢠ࣮
1.0程度と小さい時には，モデルの応答変位は筋違付
骨組の応答変位を 2 割程度過大評価する傾向があり，逆に，曲げ座屈細長比 ! Bが 1.8 程度より大き0.8くなると，モデルの方が変位応答が小さくなる傾向があるが，モデルと筋違付骨組の最大層間変位
角応答の差違は小さい．したがって，圧縮側筋違の挙動を座屈後耐力をもつ完全弾塑性型のせん
断バネに単純化し，引張側筋違の挙動をスリップ型のせん断バネに単純化したモデルは，筋違付骨組の地震応答の概要を捉える手段として有効と筆者らは判断した．

0.6
0.4
β = 0.2 ➽㐪௜㦵⤌
β = 0.2 ࣔࢹࣝ 
β = 0.5 ➽㐪௜㦵⤌
β = 0.5 ࣔࢹࣝ 
β = 0.8 ➽㐪௜㦵⤌
β = 0.8 ࣔࢹࣝ 

0.2
0.0

0.2 0.4 0.6 0.8 1.0 1.2 1.4 1.6 1.8 2.0
᭤ࡆᗙᒅ⣽㛗ẚ λ B

図 2.9

曲げ座屈細長比 ! Bと歪エネルギーの関係

0.10
0.08 Q /M g
0.06
➽㐪௜㦵⤌
ࣔࢹࣝ 
0.04
0.02
0
-0.02
-0.04
-0.06
-0.08
-0.10
-0.15 -0.10 -0.05
00.08

0.06 Q /M g
0.04
0.02
0
-0.02
-0.04
-0.06

R
0.05

0.10

(a) ! = 0.2，! B = 0.5，la28

図 2.10-0.08-0.10-0.10 -0.08 -0.06 -0.04 -0.02

R
0

0.02

(b) ! = 0.2，! B = 2.0，la14

曲げ座屈細長比! Bと塑性変形の関係

ずれも耐力分担率 ! = 0.2 で大変形の繰り返しの後で，多数回の小振幅での繰り返し載荷が起こった例を示している．図 2.10 (a) によると，曲げ座
屈細長比! Bが小さいときには，大振幅繰り返しの後の小振幅の繰り返し載荷においても，筋違付骨
組のループは膨らみを持っており，モデル (1) のループと同様に有効にエネルギーを消散している．一方，図 2.10 (b) に示した曲げ座屈細長比! B
が大きいときには，大振幅繰り返しの後の小振幅の繰り返し載荷では，筋違付骨組の除荷剛性はかなり小さくなり，塑性変形によるエネルギー消散
はほとんど期待できないのに対して，モデル (1)では耐力が小さいながらも完全弾塑性型のループを描いて着実にエネルギーを消散している．このようなエネルギー消費特性の差違が，曲げ座屈
細長比! B が大きいときに，図 2.9 においてモデル

3. 筋違と履歴型ダンパーの変位応答抑制効果の比較
3.1 解析の概要
解析は筋違付骨組の他，比較のため終局せん断
耐力が等しい履歴型ダンパー付骨組と筋違なしの純ラーメン骨組についても行う．解析対象は図3.1 (a) に示すような多層多スパン骨組であるが，これを図 3.1 (b) のようにモデル化した柱脚固定の魚骨形骨組を解析骨組として採用した．魚骨形
骨組では，元の骨組のフロアモーメント [4] が梁耐力であり，元の骨組の柱耐力和が魚骨形骨組の柱耐力となる．このようにモデル化された魚骨形
骨組は，任意の水平力分布について元の骨組と全く同じ崩壊機構特性をもち，地震応答も近似できることは既に報告している [11]．筋違とダンパー
は各層層間変位のみに依存するせん断バネに置換している [12]．筋違やダンパーの付加軸力による骨組の全体曲げ変形については考慮していな
い．筋違付骨組は図 3.1 (a) に示すように，2 本の筋違が対になった二方向の配置のみを対象としている．
2.1.2 項と重複する内容もあるが，改めて解析骨の筋違の歪エネルギーの比が筋違付骨組より大きくなる原因であり，図 2.5 でモデルの方が最大(a) 筋違付骨組
図 3.1

384

(b) 魚骨形骨組
解析骨組

組の概要を以下に示す．
• 層数は 4，8，12 の 3 種とする．
• 各層の質量は一定とする．
• 階高h i は全層 4 m とする．
• i 層の終局せん断力Q i は次式で与える．

Q i = C 0 Rt A i W i

Qi

(3.2)

Wi
W

(3.3)

!i =

1
400 h i1
100 h iδ

i 層の層せん断力 - 層間変位関係

応答解析においては， P-! 効果を考慮し，粘性減衰は 1 次と 2 次の減衰定数を 1％とする
Rayleigh 型としている．入力地震波は 2.1.4 項と同じ 40 波を用いた．
3.2 変位応答抑制効果の概要
3.2.1 解析内容
この章の解析では，標準せん断力係数C 0は 0.3，
筋違およびダンパーの耐力分担率! は 0.2，0.5，0.8の 3 種，筋違の曲げ座屈細長比! B は 0.5，1.0，1.5の 3 種とした．解析骨組の基本固有周期を表 3.1に示しておく．基本固有周期は主に! に依存し，!

ただし，

1
2

࣮࣓ࣛࣥ

! B である．

(3.4)" 2 #B E
200 $ yα β Qi / 1 + αᅽ⦰ഃ➽㐪は移動硬化型の履歴特性をもつとし，単調載荷時の荷重変形関係は歪硬化係数 0.01 の Bilinear 型とした．
解析パラメータは建物の層数，筋違およびダンパーの耐力分担率! の他，筋違の曲げ座屈細長比• ラーメンの柱梁耐力比は 1.5，柱梁剛比は 1 とする．
• ラーメンの弾性限層間変位角は 1 / 100 とする．
• ダンパーは弾性限層間変位角を 1 / 400 とする移動硬化型とする．
• 引張側筋違は弾性限層間変位角を 1 / 400 とする
スリップ型とする [8]．
• 圧縮側筋違は弾性剛性を引張側筋違と同じとする完全弾塑性型とする．圧縮側筋違の降伏耐力
N u は次式の座屈後安定耐力を用いる [4]．

1+

ᘬᙇഃ➽㐪

図 3.2

算定用の固有周期は，骨組高さに 0.03 を乗じた値としている．
• 筋違およびダンパーの耐力分担率は! とする．

!=

β Qi / 1 + α0

ここで，C 0 は終局耐力の基準値となる標準せん
断力係数，R t は振動特性係数， A i は地震層せん
断力係数の分布係数，W i は i 層より上の層の重量の合計，W は建物総重量である．ただし，R t

Nu = ! N yᒙ඲య

1 - β Qi

(3.1)

Ai = 1
!i

Q

(3.5)

ここで， N y は引張側筋違の降伏耐力， ! B は筋違の曲げ座屈細長比，E はヤング係数， ! y は降伏応力度である．鋼種は SN400 を想定し，E =2.05 × 105 N/mm2， ! y = 235 N/mm2 としている．
(4) 式より筋違の耐力は，引張側筋違と圧縮側
筋違に 1 : ! で分担させることになる．
筋違付骨組の i 層の層せん断力 - 層間変位関係
は図 3.2 のようになる．引張側筋違は，単調載荷においては，歪硬化係数を 0.01 とする Bilinear 型
で，スリップ型の履歴特性をもつとしている．圧縮側筋違は歪硬化係数 0 の完全弾塑性としているが，柱や梁材端の塑性ヒンジ，および，ダンパー

385

が大きくなると基本固有周期は短くなるが，! B が大きくなった場合も，引張側筋違の耐力分担率が大きくなって，基本固有周期が短くなる．
この章では，最大層間変位角がかなり大きい場
合を含めた広い範囲の応答値について，地震応答の一般的な性状を検討するために，入力地震波は調整せずにそのまま利用している．
本研究では主に次の応答値に注目した．
• RR max ：純ラーメン骨組の各層の最大層間変位角のうちの最大値• DR max ：ダンパー付骨組の各層の最大層間変位角のうちの最大値• BR max ：筋違付骨組の各層の最大層間変位角のうちの最大値
3.2.2 解析結果と考察
D R max と R R max の関係，および B R max と R R max の関係を図 3.4 に示す．この図には，図 3.2 のような荷重 - 変形関係の近似が成立しない大変形域 [13][14]表 3.1⣧࣮࣓ࣛࣥ㦵⤌ࢲࣥࣃ࣮௜㦵⤌ β

0.2 λΒ

➽㐪௜ β㦵⤌0.5 λΒ

0.8 λΒ

る．特に□印で示す! =0.8 の骨組の場合，この傾向が顕著である．図 3.4 (a) 〜 (c) のダンパー付骨組については筋違付骨組ほど顕著ではないが，同様の傾向がある．
ダンパー付骨組や筋違付骨組の応答が純ラーメ
ン骨組より大きくなる解析例の割合を， RR max が0.03 以下の範囲，0.03 を超える範囲，全範囲について整理したものを表 3.2 に示す．これは 4 層，
8 層，12 層骨組のすべての結果を整理したものである． RR max が 0.03 以下の範囲に比べ，0.03 を超える範囲では，ダンパー付骨組や筋違付骨組の応答が純ラーメン骨組より大きくなる解析例の割合が増加することがすべてのパラメータで認められる．特に筋違付骨組の! = 0.8 の骨組や! B = 1.5 の基本固有周期

0.2
0.5
0.8
0.5
1.0
1.5
0.5
1.0
1.5
0.5
1.0
1.5

ᇶᮏᅛ᭷࿘ᮇ (s)
4ᒙ
8ᒙ
12ᒙ
1.10
1.59
2.30
0.89
1.27
1.82
0.72
1.02
1.45
0.62
0.88
1.25
0.79
1.12
1.61
0.76
1.08
1.55
0.75
1.07
1.53
0.60
0.85
1.21
0.57
0.81
1.15
0.56
0.79
1.13
0.51
0.71
1.01
0.48
0.67
0.96
0.47
0.66
0.94

骨組ではこの傾向が顕著である．
! = 0.8 の骨組の各層の最大層間変位角 R max を整の応答解析結果も示しているが，図 3.4 は 40 波
すべての入力地震波に関する結果をまとめたものである．図 3.4 (d) 〜 (f) によると，層間変位角が大きくなると，筋違付骨組の方が純ラーメン骨組
より最大層間変位角が大きくなる傾向が認められ
0.20

R

R

R

D max

D max

0.10

β = 0.2
β = 0.5
β = 0.80

理したものを図 3.5 に示す．図 3.5 に示しているのは，各層の最大層間変位角は対数正規分布すると仮定して求めた中央値と 84％限界である．すなわち，各層の最大層間変位角の対数を求め，その平均値の指数関数として求めた値を中央値，平

0.10

R

R max

0.20

D max

0.10

0.10

0.05

0.05

0

0.05

0.10

R

R max

0

0.05

0.10

R

R max

(a) 4 ᒙ㸪ࢲࣥࣃ࣮௜㦵⤌ࠉࠉࠉࠉ(b) 8 ᒙ㸪ࢲࣥࣃ࣮௜㦵⤌ࠉࠉࠉࠉ(c) 12 ᒙ㸪ࢲࣥࣃ࣮௜㦵⤌
0.20

R

R

B max

R

B max

B max

0.10

0.10

0.05

0.05

0.10

R

R max

0

0.10

0.20

0

0.05

0.10

R

R

R max

R max

0

0.05

0.10

(d) 4 ᒙ㸪➽㐪௜㦵⤌㸪ࠉࠉࠉࠉࠉ
(e) 8 ᒙ㸪➽㐪௜㦵⤌㸪ࠉࠉࠉࠉࠉ
(f) 12 ᒙ㸪➽㐪௜㦵⤌㸪λ Β = 1.0
λ Β = 1.0
λ Β = 1.0
図 3.4

最大層間変位角の比較

386

表 3.2

純ラーメン骨組より大きい応答の占める割合⣧࣮࣓ࣛࣥ㦵⤌㸦୰ኸ್㸧ࢲࣥࣃ࣮௜㦵⤌㸦୰ኸ್㸧➽㐪௜㦵⤌㸦୰ኸ್㸧๭ྜ ඲యࢲࣥࣃ࣮௜㦵⤌ β

0.2 λΒ

➽㐪௜ β㦵⤌0.5 λΒ

0.8 λΒ

0.2
0.5
0.8
0.5
1.0
1.5
0.5
1.0
1.5
0.5
1.0
1.5

10.83
12.50
25.83
28.33
25.00
33.33
25.83
25.00
34.17
33.33
34.17
38.33

R

R =0.03 R =0.03
R

max

௨ୗ

8.55
10.51
13.99
20.10
17.51
17.51
14.83
15.07
15.52
19.62
16.83
17.27

4

max

㉸
13.62
14.79
37.27
34.87
36.20
49.16
34.87
33.29
52.06
44.40
49.69
58.41

Story

⣧࣮࣓ࣛࣥ㦵⤌㸦84㸣㝈⏺㸧ࢲࣥࣃ࣮௜㦵⤌㸦84㸣㝈⏺㸧➽㐪௜㦵⤌㸦84㸣㝈⏺㸧

4

3

3

2

2

1

Rmax
0

Story

1

Rmax
0

0.01 0.02 0.03 0.04

0.04

0.08

0.12

(a)4 ᒙ㸪10/50 ᆅ㟈⩌ࠉࠉ(b)4 ᒙ㸪2/50 ᆅ㟈⩌876

均値と標準偏差の和の指数関数として求めた値を84 ％限界として示している．なお，最大層間変位角は正の領域でだけ分布する量であるので，ここでは対数正規分布を仮定している．
図 3.5 によると，最大層間変位角が比較的小さ
い 10 / 50 地震群に対する応答では，中央値，84％
限界共にほぼ全層に渡って，ダンパー付骨組や筋違付骨組の方が純ラーメン骨組に比べて小さくなっている．したがって，最大層間変位角が相対的に小さいときには，ダンパー付骨組と同様に筋違付骨組も安定した変位応答抑制効果を発揮している．一方，最大層間変位角が比較的大きい 2 /50 地震群に対する応答では，筋違付骨組やダンパー付骨組では，最下層近傍の応答値だけが大きくなる傾向が現れている．これが， DR max や BR max
が RR max より大きくなる原因である．

Story

8
7
6

5

5

4
3
2

4
3
2

1

Rmax
0

Story

1

0.01 0.02 0.03 0.04

Rmax
0 0.02 0.04 0.06 0.08 0.1(c)8 ᒙ㸪10/50 ᆅ㟈⩌ࠉࠉ(d)8 ᒙ㸪2/50 ᆅ㟈⩌
12
11
10
9
8
7
6
5
4
3
2
1

Story

Rmax
0

0.01

0.02

0.03

12
11
10
9
8
7
6
5
4
3
2
1

Story

Rmax
0 0.02 0.04 0.06 0.08 0.1(e)12 ᒙ㸪10/50 ᆅ㟈⩌ࠉ (f)12 ᒙ㸪2/50 ᆅ㟈⩌

本研究で採用した純ラーメン骨組は，柱梁耐力
比 1.5 を確保しており，各層の最大層間変位角を一様化する効果をもっているが [15]，そのラーメ
ンの耐力分担率が小さい骨組では，いずれかの層に変形が集中する傾向が現れやすい [16][17]．その結果，図 3.5 によると，! = 0.8 のダンパー付骨

図 3.5
R

各層の最大層間変位角

R max が 0.03 を超えるときに， BR max が RR max より大きくなる原因と推測する．
しかし， DR max や BR max が RR max より大きくなる傾
向は，図 3.5 に示すように 10 / 50 地震群では認め組や筋違付骨組では，層間変位角が大きくなるとられず，図 3.4 においても RR max が 0.03 以下の範
多数の解析例で最下層近傍に変形集中を生じてい囲では認められない．したがって， RR max が 0.03
る．
! B = 1.5 の場合については詳細な検討は行って 以下の場合では，ダンパー付骨組や筋違付骨組の応答は純ラーメン骨組より小さくなる傾向があいないが，最大層間変位角が大きく，したがって，る．また，筋違やダンパーを積極的に活用して最大きな塑性変形を繰り返し受けると，圧縮側筋違
大層間変位角指定型の耐震設計を行うとき，0.03の耐力が小さい場合には，繰り返しによるエネルを超える層間変位角を対象にすることは通常はな
ギー吸収を期待できないスリップ現象の影響が強いであろう．以上の考察結果に基づいて，以下でく 現 れ る こ と が 予 想 さ れ る [16][18]． こ れ が，

387

は， RR max が 0.03 以下の解析結果に限定して考察を進める．
RR max が 0.03 以下の範囲で，純ラーメン骨組の応答に対するダンパー付骨組の応答の比 DR max/ RR max , 純ラーメン骨組の応答に対する筋違付骨組の応答の比 BR max / RR max を求めて，ここでも対数正規分布を仮定したときの中央値を表 3.3 に示す．この表によると， BR max / RR max はすべてで 1
以下となっており，純ラーメン骨組として設計す
るよりも，筋違付骨組とした方が最大層間変位角が 小 さ く な る 傾 向 が あ る． 全 体 的 に は BR max/ RR max は DRmax / RR max よりも大きくなる傾向があほど，! が大きいほど筋違の変位応答抑制効果は大きくなる．
4. 最大層間変位角指定型設計されたダンパー付骨組との比較
4.1 解析骨組
履歴型ダンパー付骨組については，各層の最大層間変位角を指定値以下に収めるための設計法が提案されている [3][19][20]．本章では，この方法で設計されたダンパー付骨組と，同じベースシ
ヤ係数，同じ耐力分担率の筋違付骨組の地震応答を比べる．最大層間変位角がかなり制御された状
態，すなわち，筋違が制震部材として活用された
場合に近い状態で，筋違の変位応答抑制効果を検討することが本章の目的である．
ダンパー付骨組のベースシヤ係数は，各層の最大層間変位角を 0.01 にするという条件で文献 [20]にしたがって算定した．ただし，設計用速度応答スペクトルは 1.50 m/s ，半サイクルの最大地震
入力エネルギー率r cycleは標準的な地震動を想定しり，筋違付骨組の変位応答抑制効果はダンパー付骨組に比べれば劣っている．ただし，! B が小さい
表 3.3

D

R max / RR max ， BR max / RR max の中央値（a）4 層骨組‫آ‬Ϸഗ‫ݞ‬ਚ

ǨțǹÀഗ
‫ݞ‬ਚ
0.2
0.5
0.8
ൟ‫ؙ‬

β

0.795
0.655
0.615
0.688

λΒ
0.5
0.949
0.774
0.697
0.807

1.0
0.979
0.835
0.772
0.862

1.5
0.993
0.867
0.806
0.888

ൟ‫ؙ‬
0.974
0.826
0.759
0.853

0.25 とした．ダンパーが降伏するときのベース
シヤ係数と終局ベースシヤ係数との比であるトリガーレベル係数 !は，ダンパーとラーメンとのൟ‫ؙ‬の構造パラメータはすべて 2.1 節で述べた通りである．
求めたベースシヤ係数C Bを表 4.1 に示す．C Bは前章では C 0 R t で表される値であるので，前章の解析骨組との対応を明らかにするため，C Bから逆剛性比が一定という条件の下で終局ベースシヤ
係数を小さくできる値として 0.4 を採用した [20]．
ダンパーの耐力分担率 ! はすべて 0.2 となる．他（b）8 層骨組‫آ‬Ϸഗ‫ݞ‬ਚ

ǨțǹÀഗ
‫ݞ‬ਚ
0.2
0.5
0.8
ൟ‫ؙ‬

β

0.623
0.555
0.584
0.588

λΒ
0.5

1.0

1.5

0.692
0.599
0.557
0.616

0.718
0.667
0.601
0.662

0.741
0.715
0.664
0.707

0.717
0.660
0.607
0.662

（c）12 層骨組

‫ݞ‬ਚ

β

表 4.1

‫آ‬Ϸഗ‫ݞ‬ਚ

ǨțǹÀഗ

λΒ

0.2

0.691

0.5

0.536

0.582

0.638

0.687

0.635

0.8

0.607

0.540

0.577

0.604

0.573

0.611

0.642

0.686

0.717

0.682

ൟ‫ؙ‬

1.0
0.845

1.5
0.861

ൟ‫ؙ‬

0.5
0.806

0.837

‫آ‬Ϸഗ‫ݞ‬ਚ

‫ݞ‬ਚ

β

λΒ
0.5

1.0

1.5

CB

C0

4

0.53

0.53

8

0.28

0.30

12

0.19

0.28

基本固有周期ᇶᮏᅛ᭷࿘ᮇ㸦s㸧ᒙᩘ ⣧࣮࣓ࣛࣥ ࢲࣥࣃ࣮

ൟ‫ؙ‬

0.2

0.703

0.816

0.847

0.865

0.843

0.5

0.582

0.652

0.713

0.756

0.707

0.8

0.602

0.598

0.650

0.691

0.647

0.629

0.688

0.737

0.771

0.732

ൟ‫ؙ‬

ᒙᩘ

表 4.2

（d）4 層，8 層，12 層骨組のまとめ
ǨțǹÀഗ

解析骨組の強度

㦵⤌

388

௜㦵⤌

➽㐪௜㦵⤌

λ B = 0.5 λ B =1.0 λ B = 1.5

4

0.83

0.67

0.60

0.57

0.57

8

1.58

1.26

1.12

1.08

1.06

12

2.35

1.86

1.64

1.58

1.56

算したC 0 の値も表 4.1 に示しておく．解析した筋違付骨組のベースシヤ係数および耐力分担率は，ダンパー付骨組と同じとした．この章の解析骨組の基本固有周期を表 4.2 に示しておく．
4.2 解析結果
地震応答解析は，設計時の想定値に等しくなる
ように損傷に寄与する地震入力エネルギーの速度
換算値 V dmが 1.50 m/s になるように入力地動の最座屈細長比! B が大きく，スリップ型の復元力特性をもつ引張側筋違の耐力分担率が大きくなるほど，最大層間変位角が若干ではあるが大きくなる傾向がある．以上は 3 章と重複する結果ではあるが，図 4.1 によると，筋違付骨組の最大層間変位
角はダンパー付骨組に比べて 20％程度しか増大しておらず，その増大率はおよそ一定値であることがわかる．したがって，本研究で採用している
大加速度を調整して行った．図 4.1 に各層の最大 単純な復元力モデルが利用できる変形領域であれ
層間変位角 R max を示す．図 4.1 に示すのは，各層 ば，従来型筋違の最大層間変位角の抑制効果は安の最大層間変位角は対数正規分布すると仮定して 定したものと判断でき，スリップ型復元力特性に求めた 40 波の入力地震動に関する中央値である． よる最大層間変位角の増大効果を適切に評価する
図 4.1 には，比較のために純ラーメン骨組とダン 手段を開発すれば，筋違を用いた最大層間変位角
パー付骨組の応答も示している．ダンパー付骨組 指定型耐震設計法の構築も可能になると考える．
の各層の最大層間変位角は 0.01 になるように設計 スリップ型復元力特性による最大層間変位角の増しているが，図 4.1 では 0.01 を上回っている．こ 大効果の定量化は今後の課題である．
れは，この研究で入力地震波として採用した 40波の地震は，直下型地震を多く含むためで，文献 5. 耐力分担率の影響[20] では直下型地震に対しては，半サイクルの最 5.1 解析骨組
4 章では，筋違の耐力分担率! を 0.2 として解
大地震入力エネルギー率 r cycle を 0.4 としてベース
シヤ係数を算定すべきと記述されている．r cycle を 析したが，3 章の結果では筋違の変位応答抑制効
0.4 として，文献 [20] の手順で最大層間変位角を予測すると 0.012 となる．つまり，直下型地震を対象として r cycle を 0.4 とすると，この章の解析骨

果は! が大きいほど顕著になる．! = 0.2 は，ダンパーとラーメンとの剛性比が一定という条件の下で必要終局ベースシヤ係数を小さくできる値として採用したものである [20]．このダンパー付骨組の設計法では，ダンパー設置位置の制約等からダンパーとラーメンとの剛性比を大きくする
ことは困難であることが前提条件として考慮されている．しかし，筋違が多用される工場や倉庫，
立体駐車場などでは，筋違を多数配置し，筋違とラーメンとの剛性比と，筋違の耐力分担率を共に大きくすることが容易な骨組も多いと考える．

組は，最大層間変位角が 0.012 となるように設計された骨組である．0.012 という値は図 4.1 に一点鎖線で示しているが，一点鎖線の値は，ダンパー付骨組の全層の最大層間変位角の平均的な値となっている．
図 4.1 によると，筋違付骨組の最大層間変位角は純ラーメン骨組に比べると小さいが，ダンパー付骨組と比べると 20％程度大きい．また，曲げ⣧࣮࣓ࣛࣥ௜㦵⤌ࢲࣥࣃ࣮௜㦵⤌➽㐪௜㦵⤌(ࠉ=0.5)
λB➽㐪௜㦵⤌(ࠉ=1.0)
λB➽㐪௜㦵⤌(ࠉ=1.5)
λB

Story
4

8

Story

7
6

3

5
4

2

3
2

1

Rmax
0

0.005

0.010

0.015

0.020

0.025

1
0

Rmax
0.005

0.010

0.015

0.020

0.025

12 Story
11
10
9
8
7
6
5
4
3
2
1
0

0.005

Rmax
0.010

0.015

(a)4 ᒙ㦵⤌ࠉࠉࠉࠉࠉࠉࠉࠉࠉࠉ(b)8 ᒙ㦵⤌ࠉࠉࠉࠉࠉࠉࠉࠉࠉࠉ(c)12 ᒙ㦵⤌
図 4.1

各層の最大層間変位角

389

0.020

0.025

ここでは，筋違の耐力分担率! をパラメータにして解析を行った．ただし，骨組強度を表す標準せん断力係数C 0 は 3 章と同じ 0.3 とした．地震波の入力レベルについては，骨組の応答レベルを揃えるために，損傷に寄与する地震入力エネルギーの
速度換算値V dmが一定となるように個々の入力地震動の最大加速度を調節し，3 種類の入力レベル
V dm =1.50，2.25，3.00 m/s を用いて解析を行った．
5.2 解析結果
図 5.1 に筋違付骨組の各層の最大層間変位角のうちの最大値と筋違の耐力分担率との関係を示

0.055
0.050

R

B max

0.045
0.040
0.035

0.045

λB
84%㝈⏺㸪ࠉ=0.5
λB
84%㝈⏺㸪ࠉ=1.0
λB
84%㝈⏺㸪ࠉ=1.5
λB
୰ኸ್㸪ࠉ=0.5
λB
୰ኸ್㸪ࠉ=1.0
λB୰ኸ್㸪ࠉ=1.5

0.040

答が急激に増大する原因は 3.2 節で述べた変形集中である．したがって，筋違の耐力分担率には上限を設ける必要がある．また，ほぼすべての! において，筋違の曲げ座屈細長比 ! B が小さいほど
0.055

R

B max

0.050
0.040

0.030
0.025

0.025

0.020

0.020

0.035
0.030
0.025
0.020

0.015

0.015

0.015

0.010

0.010
0.005

β
0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 0.8 0.9 1.0

0.010

0.005
0

R

B max

0.045

0.035

0.030

0

す．ただし，ここでも各層の最大層間変位角のうちの最大値は対数正規分布すると仮定して，40波の入力地震動に関する中央値と 84％限界を求めている．図 5.1 によると，ほぼすべての層数の骨組や入力レベルにおいて， ! が大きくなると，応答は緩やかに減少し，その後ある! を越えると急激に増大する傾向がある．! が大きくなると応β
0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 0.8 0.9 1.0

0.005
0

β
0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 0.8 0.9 1.0

V dm
V dm
V dm
(a)4 ᒙ㸪ࠉࠉ=1.50m/sࠉࠉࠉ ࠉࠉࠉ(b)8 ᒙ㸪ࠉࠉ=1.50m/sࠉࠉࠉࠉࠉࠉ(c)12 ᒙ㸪ࠉࠉ=1.50
m/s
0.12
R
0.11 B max
0.10
0.09
0.08
0.07
0.06
0.05
0.04
0.03
0.02
0.01
0

0.11
0.10

0.16

R

B max

0.14

0.09
0.08

0.12

0.07

0.10

0.06

0.08

0.05

0.06

0.04
0.03

0.04

0.02

β

0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 0.8 0.9 1.0

0.01
0

R

B max

β
0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 0.8 0.9 1.0

0.02
0

β
0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 0.8 0.9 1.0

V dm
V dm
V dm
(d)4 ᒙ㸪ࠉࠉ=2.25
m/s ࠉࠉࠉࠉࠉࠉ(e)8 ᒙ㸪ࠉࠉ=2.25m/sࠉࠉࠉࠉ ࠉࠉ(f)12 ᒙ㸪ࠉࠉ=2.25
m/s
0.20 BRmax

0.18

0.18
0.16

0.24
0.20

0.10

0.10

0.16

0.08

0.08

0.12

0.06

0.06

0.08

0.04

0.04

β
0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 0.8 0.9 1.0

0.02
0

R

B max

0.28

0.12

0.12

0

0.32

0.14

0.14

0.02

R

B max

0.16

β
0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 0.8 0.9 1.0

0.04
0

β
0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 0.8 0.9 1.0

V dm
V dm
V dm
(g)4 ᒙ㸪ࠉࠉ=3.00
m/sࠉࠉ ࠉࠉࠉࠉ(h)8 ᒙ㸪ࠉࠉ=3.00
m/sࠉࠉࠉࠉ ࠉࠉ(i)12 ᒙ㸪ࠉࠉ=3.00
m/s
図 5.1

各層の最大層間変位角のうちの最大値

390

表 5.1

変位応答抑制効果が大きい傾向が認められる．
5.3 耐力分担率の上限値
5.2 節で述べたように，特定層への変形集中を避けるには，筋違の耐力分担率に上限を設ける必要がある．本節では，筋違の耐力分担率の上限値について考える．
筆者らは既に，特定層への変形集中を抑制するのに必要な柱梁耐力比 ! reqについて , 純ラーメンβV dm㸦m/s㸧 ࠉࡢୖ㝈್
1.50

0.61

2.25

0.21

3.00

0.02

!"

骨組を対象に検討を行い [15]，その結果は損傷に寄与する地震入力エネルギーの速度換算値 V dmと終局耐力の基準値となる標準せん断力係数 C 0 の# - # req
#-1

(5.5)

上式から算出された耐力分担率 ! の上限値を表5.1 に示す．また，図 5.1 には一点鎖線で示している．上記の考察によると，等価な柱梁耐力比! eq は，(5.3) 式で表され，! の変動に伴って緩やかに変動する量であるので， ! eq が 1 に近づく ! =1
近傍を除くと，! の変動に伴う応答値の変動は緩関数として次式で表されるとしている [21]．
22! req = - 0.09 V dm 0.3
C0

耐力分担率 ! の上限値

+ 0.6 V dm 0.3 + 0.5 (5.1)
C0

上式は， V dmの増大，または， C 0 の減少に伴って! req が増大する範囲で定義され， ! req が 1.2 〜 1.5の値をとる範囲で誘導したものである．したがって，骨組強度に比べて相対的に外乱強度が小さい
ときには，上式による ! reqは 1 以下の値も取り得

やかである．一方，本章の解析では外乱強度に関わらずラーメンの柱梁耐力比 ! は一定としているので，(5.5) 式で算定される! の値は，外乱強度の増大と共に ! reqが大きくなるにつれて，急激に小る．文献 [22][23] によると，柱梁耐力比が 1.1 を下回ると地震応答性状に様々な変化が現れると報告されているので，特定層への変形集中を防止するために必要な柱梁耐力比 ! reqは純ラーメン骨

図 5.1 によると， ! が小さい範囲では BR max は !
の増大と共に減少する傾向があるが，一点鎖線で示す! を越えて増大させても BR max は減少しなくな

さくなっている．

る傾向が認められる．このような傾向は，中央値よりも 84％限界についてより明確に現れている．
! を大きくすると BR max が小さくなるのは，固有周期が短くなることも影響したものであるが，! が組では次式で表されると考えた．
! req =
22
max 1.1 , - 0.09 V dm 0.3
C0+ 0.6 V dm 0.3 + 0.5
C0

一定値以上に大きくなると層崩壊によっていず
れかの層に変形が集中し， BR max が増大に転じるという傾向が現れている．したがって，(5.5) 式は層崩壊を抑制するための耐力分担率! として妥当(5.2)
さて，ここで筋違付骨組を筋違部分とラーメンに分けて考える．前節までと同様に筋違の耐力分担率は ! で，ラーメンの柱梁耐力比は ! とする．筋違部分は層毎にせん断崩壊する性質を持った骨組である．梁の方が強く層崩壊を起こす骨組
は，柱梁耐力比が 1 の魚骨形骨組でその地震応答が近似できるので，筋違部分は柱梁耐力比が 1 のラーメンと同等と考えた [11]．したがって，耐力分担率が! で柱梁耐力比が 1 の骨組と，耐力分担率が 1- ! で柱梁耐力比が ! の骨組とを並列結合した骨組と考えて，筋違付骨組の等価な柱梁耐力比! eqを求めると次式となる．

! eq = ! 1 - " + " = " 1 - ! + !
(5.3)
したがって，変形集中を抑制するための条件として，次式が得られる．
! eq " ! req
(5.4)
または，

であると判断した．
6. 結論
本研究ではまず 2 章において，圧縮側筋違を座屈後安定耐力を降伏耐力とする完全弾塑性型に，引張側筋違を単純なスリップ型に単純化することで，筋違付骨組の変位応答が近似できることを示した．その結果に基づいて 3 章以降では，中低層鋼構造骨組を対象とし，単純化した従来型筋違の復元力モデルを用いて地震応答解析を行った．
筋違の変位応答抑制効果を明らかにするため，履
歴型ダンパー付骨組と筋違なしの純ラーメン骨組も共に解析し，筋違の制震部材としての活用の可能性を検討した．本研究から得られた主な知見は以下のとおりである．

391

1）筋違の変位応答抑制効果は，筋違の耐力分担率が大きくなる程，細長比が小さくなる程，顕著になる傾向がある．
2）筋違の変位応答抑制効果は，履歴型ダンパーに比べれば劣っているが，適切なパラメータ域で使用すれば，引張側筋違のスリップ現象の影響で純ラーメン骨組よりも応答が大きくなるような傾向は認められず，安定した効果が期待できる．
3）
筋違の耐力分担率を過度に大きくすると，いずれかの層に変形が集中する可能性がある．これを回避するには，筋違の耐力分担率は (5.5) 式を満たす必要がある．
以上の結論はあくまで本研究で採用した解析
骨組，入力地震波に関するものである．上記結論の適用範囲の限界の検討は，上記 1)，2) で挙げた結論の定量的評価と共に，今後の課題である．

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1997[10] 横尾雅代，小川厚治：柱脚の復元力特性が鋼構造
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392

393

394

395

396

397

398

399

400

401

402

403

404

露出型柱脚部における制振ダンパーの取り付け部の設計法―制振ダンパーの低層鋼構造建築物への適用に関する研究―
吉敷祥一 1)，崔 瑶 2)，山田 哲 3)1）講師・博士(工学)，大阪工業大学 工学部建築学科
2）PD研究員・博士(工学)，東京工業大学都市地震工学センター3）准教授・博士(工学)，東京工業大学 建築物理研究センター

振ダンパー取り付け部として十字形断面のガセット
プレート：PL12(SM490)からなる．基礎コンクリー
ト部は側方破壊を防止するために鋼製ボックスにコンクリートを充填して製作した．これら柱と基礎コ
ン ク リ ー ト の 接 合 に は ア ン カ ー ボ ル ト M30(ABR490))を用いるが，柱脚部ベースプレートと基礎コンクリートの間には厚さ 40mm の無収縮モルタ
ルを介在させ，アンカーボルトは鋼製ボックス底面に溶接した．無収縮モルタルの施工に際してはボルト孔クリアランス 4mm に無収縮モルタルを充填させた．試験体に使用した主な鋼材の材料試験結果をTable 1 に示す．
PL-22

0
16

0
20

１．はじめに1995 年の阪神淡路大震災では経済活動が深刻な打撃を受け，大地震に対する建物の安全性の確保だ
けでなく，財産価値や機能の保持が極めて重要であることが認識されるようになった．このような背景から幅広い地震動に対して従来の耐震構造よりも構
造体や非構造部材を守ることができる制振技術が注目され，高層建物を中心に広く普及し，戸建住宅への適用も試みられている．
一方，鋼構造建物の着工統計(2006 年)をみると，
着工総床面積の約 8 割は 3 階建て以下の低層建物である．これら低層鋼構造建物に対して，高層建物で培ってきたパッシブ制振技術を適用することができ
れば地震時の機能保持能力を高め，都市全体の耐震性を向上させるのに有効である．特に地震時に避難施設として使用される学校体育館では，地震時に崩壊した例はほとんどないが，非構造部材の落下により立ち入り禁止になるなど，機能喪失の問題は地震の度に指摘されている．これら学校体育館に対する耐震補強においても引張ブレースや耐震ブレースに代って制振ダンパーを組み込んだパッシブ制振技術が有効であることは既に数値解析などによる検討か
ら示されている．しかしながら，制振ダンパーと低層鋼構造建物の取り付け部，特に地震時に被害が集中する最下層の露出型柱脚部への取り付けについて
は，これまでに研究の例がほとんどなく，その力学挙動および設計方法は明らかでない．
本研究課題では，パッシブ制振技術を低層鋼構造
建物に適用するための基礎研究として，露出型柱脚部における制振ダンパー取り付け部の力学挙動を載荷実験と数値解析から分析し，設計方法の構築を模索する．
2．実験計画2.1 試験体
試験体は制振ダンパーの取り付け部を有する露出型柱脚部であり,実大の約 2/3 スケールを想定している．試験体の詳細図を Fig.1 に示す．試験体は主として冷間成形角形鋼管柱：□200x200x12(BCR295)，
ベースプレート：PL-50x400x400(SM490)，および制

329
214

255

342

994

Gusset plate,
PL-12

0
20 0
6
60

BOX-200x200x12(BCR 295)

60
2@
0
18

Base plate,
PL-50 (SM490)

60
60

100

35鮾
°
Stiffner,
PL-9

0
15
5
23
0
31

275
Stiffner,
PL-9

Concrete,
Fc=24MPa
(a)

0
16
0
10

Non-shrink grout，
t=40

30

End plate,
PL-30
(b)

Fig.1 試験体詳細： (a) 立面図； (b)ガセットプレート； (c)アンカーボルトの配置
試験体のパラメータはアンカーボルトの配置であり，計 3 体の試験体を用意した．試験体 BRCB1 は基準となる試験体であり，アンカーボルトを 4 本四
隅に互いの間隔を 300mm として設置している．柱脚部は柱降伏に対してアンカーボルト降伏が先行するように設計し，制振ダンパーが引張降伏時にせん

405

ため，具体的には r / 2 によって制御する．載荷履歴には以上の変形を階高あるいはその半分の高さで除した層間変形角において 0.005， 0.01，0.02，0.03 rad.
を各 2 サイクルずつ行う漸増変位振幅を採用した．

断力を十分に伝達できるように設計した．これに対して試験体 BRCB2 および BRCB3 はアンカーボル
トを 4 本から 6 本に増やし，主としてせん断抵抗能力を付与させることを意図した．試験体 BRCB2 はガセットプレート設置側，つまり制振ダンパーが引張となる変形時に曲げ引張となる側にアンカーボル
トを 2 本加え，曲げ抵抗を上昇させることで間接的にせん断抵抗を付与した．一方，試験体 BRCB3 はガセットプレートの反対側，つまり制振ダンパーが引張となる変形時に曲げ圧縮となる側にアンカーボ
ルトを 2 本加え，直接的にせん断抵抗を付与した. 試
験体の設計耐力を Table 2 にまとめる．
Table 1 材料試験結果
Yield strength2

σu (N/mm2)

σy (N/mm )Column□-200x12,
BCR 295

AnchorM30,

rod

ABR490Tensile strength

438

468

361

558

Fig.2 実験セットアップ∆ br

Table 2 試験体の設計耐力
Brace in tension

Brace in compression

Mbp (kNm)

Qbp (kN)

Mbp (kNm)

Qbp (kN)

BRCB1

138

318

260

766

BRCB2

270

419

260

766

BRCB3

138

636

341

994

Spec.

Fig.3 (a) 試験体の変形と想定した架構の変形状態；(b) 架構全体で想定した制振ダンパーの耐力分布

2.2 実験方法
実験セットアップは Fig.2 に示す．試験体の脚部
は基礎コンクリートを包み込む鋼製ボックスを介して反力フレームに固定し， 柱頭部には水平・鉛直の
油圧ジャッキを 2 台，柱脚部のガセットプレートには斜めに設置した油圧ジャッキをそれぞれ接続して実験を行う．鉛直の油圧ジャッキは柱軸力を，水平の油圧ジャッキは柱に層間変形を与え，斜めに取り付けた油圧ジャッキでは座屈拘束ブレースなどの履
歴型の制振ダンパーの復元力を再現する．実験では正載荷を制振ダンパーが引張となる時と定義し，図中の矢印で荷重の正負を表している．
本実験では柱に層間変形を与えるとともに，制振ダンパーの影響として柱軸力および斜めに取り付けた油圧ジャッキの荷重変動を与える．柱脚部において主としてアンカーボルトの変形によってせん断ずれ（以後，単にスリップと呼ぶ）が生じるが，本実験では Fig.3(a)中のスリップ： slip が対象とするスパ
ン左右の柱脚部で等しいと仮定し，柱脚部でのスリップを除いた相対変形： r により制御した．なお，試験体は柱の反曲点位置を階高中央と仮定している

制振ダンパーは座屈拘束筋違などの履歴型ダンパ
ーを想定した．制振ダンパーの復元力特性は Fig.4(a)に示すように完全弾塑性型とし，降伏耐力を 400kN，
降伏層間変形角は 1/500rad.とした. 制振ダンパーを再現する油圧ジャッキは層間変形より計算した軸方
向変形： br に基づいて与え，(1)式のように荷重制
御する．

Fbr

Kbr

br

, if Fbr

ここで， br =Fbr , y(1)r cos35°である．

Fig.4 (a) 想定した制振ダンパーの復元力特性；(b) 柱の長期軸力と変動軸力406本実験では軸力についても変動させた．試験体は 3層の架構基部を想定し，Fig.3(b)に示すように各層の耐力分布を決めた．各層の制振ダンパーの剛性および変形が等しいとして，試験体の柱頭部における軸力を(2)式のように荷重制御する．

N

N 0 1.5Fbr sin 35(2)

ここで N 0 は長期軸力であり，本実験では 500 kN とした．具体的な軸力変動は Fig.3(b)のように表せる．
図中の破線はベースプレート下部における軸力変動，実線は試験体柱頭部における軸力変動である．
3．実験結果と考察
3.1 全体挙動
層間変形角 1/25rad.までの荷重－変形関係を Fig.5に示す．Fig.5(a)は層せん断力（Qtp + Qbr）と層間変形の関係であり，(b)はそれを柱の負担分 Qtp，制振ダンパーの負担分 Qbr に分離して示したものである．
また Fig.5 (c)，(d)は縦軸を柱の負担せん断力 Qtp とし，横軸の層間変形を(c)はベースプレートの回転による寄与分 bp，(d)は柱の曲げ変形による寄与分 c として示したものである．また，実験結果より得られた最大耐力を Table 3 にまとめる．
BRCB1 はアンカーボルトがもっとも少ない，せん
断抵抗が小さい試験体である．復元力特性は正負加力時で非対称であり，柱の負担せん断力は正側載荷時（ダンパー引張）には最大耐力到達後も耐力を維持しているが，負側載荷時（ダンパー圧縮）には耐力低下が見られた．
BRCB2 はガセットプレート設置側，つまり制振ダンパーが引張となる変形時に曲げ引張となる側にアンカーボルトを 2 本加えた試験体である．正側載荷時（ダンパー引張）には追加したアンカーボルトの影響により BRCB1 に対して耐力上昇が見られる
が，負側載荷時（ダンパー圧縮）には BRCB1 とほぼ同等の復元力特性を示している．
BRCB3 はガセットプレートの反対側，つまり制振ダンパーが引張となる変形時に曲げ圧縮となる側にアンカーボルトを 2 本加えた試験体である．この試
験体は正側載荷時（ダンパー引張）には BRCB1 とほぼ同等の復元力特性を示し，負側載荷時（ダンパー圧縮）には追加したアンカーボルトの影響により
BRCB1 に対して耐力上昇が見られた．ただし，負側載荷時の耐力上昇は Fig.5(d)から分かるように柱下部の曲げ降伏によって制限されており，また BRCB1や BRCB2 において見られた耐力劣化が見られないのが特徴的である．すなわち，試験体 BRCB1 やBRCB2 では柱脚部においてアンカーボルトの降伏に伴い曲げ圧縮が集中的に生じ，モルタル部の破壊を招いたものと考えられる．

407

Fig.5 (a) Qf - r 関係 (b) Qtp，Qbp - r 関係;(c) Qtp - bp 関係; (d) Qtp - c 関係
Table 3 実験結果における最大耐力
Spec.

Brace in tension

Brace in compression

Mbp (kNm)

Qbp (kN)

Mbp (kNm)

Qbp (kN)

BRCB1

132

455.5

246

560

BRCB2

248

573.6

246

562

BRCB3

138

462.2

340

586

3.2 柱脚部におけるスリップ挙動
本実験では鋼製箱に覆われていることもあって基礎コンクリートに顕著な損傷は見られなかったが，全てのアンカーボルトに顕著なせん断変形および柱脚部におけるスリップ（せん断ずれ）が観察された．
層間変形角 1/100rad.サイクルまでの柱脚部に作用す
る水平せん断力 Q bp とスリップ変形 slip の関係を
Fig.6 に示す．いずれの試験体も 200kN 程度で突然スリップ変形が生じているが，これは制振ブレースの引張力と柱脚部の回転変形によって柱脚部における摩擦抵抗が低下したことによるものであると考えられる．その後，アンカーボルトに貼付したひずみ
ゲージの数値が増加し，アンカーボルトがせん断抵抗し始める様子が確認できている．このスリップ変形は，初期すべり後に試験体 BRCB1 では繰り返し変形に伴って増加し続け，層間変形角 1/100rad.までの載荷では BRCB2 や BRCB3 の約 2 倍となっている．
スリップ変形は層間変形が正負のピーク変形付近ではほとんど生じておらず，縦軸の Q bp に対して高い剛性を発揮しているが，その中間付近，特に負側から正側に移る際にスリップ変形が増えていることが分かる．
ここで試験体 BRCB1 を例に，このスリップ挙動を，制振ダンパーの軸力変動，柱脚部の回転と併せて考察する．試験体 BRCB1 の上記挙動をリンクさせて Fig.7 にまとめる．図中には “a” ～ “e” の 5 点を対応させることで変化を示している．“a” は正側
載荷のピーク変形時で制振ダンパーが引張降伏している点であり，“b” は制振ダンパーが圧縮降伏する
点，“c” は負側載荷のピーク変形時，“d” は 再び制振ダンパーが引張降伏する点と続く．一方，“e” は後述する摩擦抵抗が失われる点である．つまり，繰
り返し変形によって“a → b → c → e → d”の状態変化を考察する．また，ベースプレート下面における圧縮反力 C とスリップ変形 slip の関係を，上記と同様に“a” ～ “e” の 5 点を対応させて Fig.8 に示
す．ここで圧縮反力 C は(3)式より求めた．この図より“e” 状態は摩擦抵抗に寄与する圧縮反力が低下した点であることが理解できる．
C

T

N bp

Fig.6 Qbp - slip 関係（水平せん断力－スリップ変形関係）(3)

ここで，T はアンカーボルトのナットとベースプレート上面の間に挿入したリング状ロードセルにより計測した引張力の合計値であり，N bp は制振ダンパ
ー軸力の鉛直成分を含めた柱脚部での軸力である．
スリップ変形は圧縮反力が低下した“e” 点から発生し始めていることが分かる．Fig.7 (d) に柱脚部における抵抗機構を模式的に示しているが，“d” 点では柱頭に作用するせん断力の向きが反転しているが，既に制振ダンパーの荷重は引張降伏しているため，
ベースプレート下部における圧縮反力が小さい状態
で大きな水平せん断力を受けることになっている．
実際の露出型柱脚におけるせん断抵抗はアンカーボ
ルトと摩擦の和であるが，“d” ではアンカーボルトのせん断抵抗にしか期待することができないことが分かる．一方，Fig.8 に示すように柱脚部の変形が正側領域に入り，圧縮反力が増え始めると摩擦抵抗の寄与が増し，“ a”付近ではスリップ変形が生じにくくなっていることが分かる．
つまり，柱脚部の回転変形に伴うベースプレート
下面における圧縮反力の変動に対して，制振ダンパ
ーは軸力の正負が早期に反転するため，圧縮反力が小さく，摩擦抵抗による寄与が期待できない状態ではアンカーボルトのみが抵抗することになり，この状態でスリップ変形が生じることが分かった．これは引張ブレースを用いる場合に比べて制振ダンパーを用いた場合の方が繰り返し変形によってスリップ変形が蓄積しやすいことを意味する．

408

Fig.7 (a) 制振ダンパーの挙動; (b) スリップ変形;(c) 柱脚部の回転変形; (d) 柱脚部における抵抗機構

Fig.8 ベースプレート下面の圧縮反力 C とスリッ
プ変形 slip の関係

4．数値解析による検討
4.1 解析モデル
最後に数値解析により実験結果の再現を試みる．
数値解析には ABAQUS version 6.9 を用いた．解析モデルを Fig.9 に示す．柱には 4 節点シェル要素（S4R），ベースプレートには 2 層の 8 節点 6 面体要素（C3D8I）を用い，対称性を利用して 1/2 をモデル化した．基礎コンクリートやモルタル層は剛としているが，ベースプレート下面とモルタル層上部は接触を考慮した．アンカーボルトは Fig.9(b)に示すように軸部には梁要素を，ナットにはシェル要素（S4R）を用いてモデル化した．
解析時には鉛直軸力および水平変形を柱頭部に与え，制振ダンパーの軸力をガセットプレートに 35°

の角度で与えた．荷重履歴は実験と同様とした．
4.2 柱脚部の回転変形
解析結果と実験結果の比較として，柱脚部における曲げモーメント－回転角関係を Fig.10 に示す．解析モデルは良く実験結果を再現できていることが分
かる．最大曲げモーメントを比較すると，解析モデ
ルではアンカーボルトの軸力とせん断の相関関係を考慮していないため，正載荷時の耐力をやや過大評
価する傾向にある．また，試験体 BRCB1 や BRCB2の負側載荷時に見られた耐力劣化は，モルタル等の損傷を考慮していない解析結果では再現できていな
い．一方，柱を詳細にモデル化しているため，試験体 BRCB3 の負側載荷時に見られた柱降伏は再現できており，柱脚部の挙動も対応が良い．
4.3 スリップ変形
本解析モデルを用いてスリップ変形に及ぼす繰り返しの影響を検討する．単調載荷と繰り返し載荷を行った解析結果より得られたスリップ変形を，実験結果と併せて Fig.11 に示す．単調載荷ではスリップ
変形は 7.5mm 程度であるのに対して，繰り返し載荷を行うことで繰り返し毎にスリップ変形が蓄積していることが分かる．
柱脚部の回転変形に伴うベースプレート下面における圧縮反力が変動し，制振ダンパーはこの圧縮反力の変動に対して早期に軸力の正負が反転する．単調載荷に比べて繰り返し載荷によってスリップ変形が蓄積するのはこのためである．したがって，制振ダンパーを露出型柱脚部に取り付け，この部位においてスリップ変形を極力軽減できるように設計を行うためには，最大変形時の検討では不十分であると言える．

Fig.10 解析結果と実験結果の比較（柱脚部の曲げモーメント－回転角関係）

600 Qbp (kN)Fbr (kN)
400

-0.02

0

0.02

0.04

0

-400
Story drift angle
(rad)

20
∆slip (mm)

-600
(a)
600 Qbp (kN)Fbr (kN)
400

-0.02

0

0.02

0.04

0

-400
Story drift angle
(rad)

20
∆slip (mm)

-600
(b)

Fig.11 スリップ挙動の比較：: (a) 単調載荷，(b) 繰り返し載荷994

100 100

5. まとめ
本研究課題では，パッシブ制振技術を低層鋼構造
建物に適用するための基礎研究として，露出型柱脚部における制振ダンパー取り付け部の力学挙動を載荷実験と数値解析から分析した．
露出型柱脚部の回転変形に伴うベースプレート下面における圧縮反力の変動に対して，制振ダンパー
は軸力の正負が早期に反転するため，圧縮反力が小
さく，摩擦抵抗による寄与が期待できない状態でア
ンカーボルトが水平せん断力に抵抗することになる．
この状態において柱脚部でのスリップ変形が生じる
ことが実験および数値解析から確認できた．また，単調載荷に比べて繰り返し載荷を受ける場合の方がスリップ変形は生じ易く，繰り返しによってスリッ
プ変形が蓄積していくことが分かった．
したがって，
制振ダンパーを露出型柱脚部に取り付け，この部位においてスリップ変形を極力軽減できるように設計を行うためには，最大変形時の検討では不十分である．

Fig.9 解析モデル：(a) 露出柱脚全体；(b)アンカーボルト

409

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412

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0
0.3
0.2
0.1
0
-0.1
-0.2
-0.3

2

4

6

8

time [s]Experimentታ㛎ᒢᕈㅦᐲଐሽ
േ៺ᡂജ৻ቯ

-0.3

-0.2

-0.1

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0

0.1

0.3
0.2
0.1
0
-0.1
-0.2
-0.3
-0.4

2

4

6

8

(a) ߔߴࠅᄌ૏ߩᤨೞᱧ

-0.3

-0.2

-0.1

0

0.1

0.2

0.3

Drift [m]

0
-0.2
-0.4
-0.6
0

10

time [s]Elasto-plastic
Experimentታ㛎ᒢᕈㅦᐲଐሽ
േ៺ᡂജ৻ቯDrift [m]

-0.4
-0.6
0

10

(a) ߔߴࠅᄌ૏ߩᤨೞᱧ Elasto-plastic 0.75

0-0.2

Experimentታ㛎Standard Rigidᒢᕈㅦᐲଐሽ
Elasto-Plasticേ៺ᡂജ৻ቯ

0.2

Friction Coeff.

-0.4

Friction Coeff.

Drift [m]0-0.2Experimentታ㛎Standard Rigidᒢᕈㅦᐲଐሽ
Elasto-Plasticേ៺ᡂജ৻ቯ

0.2

Drift [m]Experimentታ㛎Standard Rigidᒢᕈㅦᐲଐሽ
Elasto-Plasticേ៺ᡂജ৻ቯ

0.2

0.3
0.2
0.1
0
-0.1
-0.2
-0.3
-0.5

5

10

15

20

(a) ߔߴࠅᄌ૏ߩᤨೞᱧ

Elasto-plastic
Experimentታ㛎ᒢᕈㅦᐲଐሽ
േ៺ᡂജ৻ቯ

-0.4

-0.3

25

time [s]

-0.2

-0.1

0

0.1

(b) ៺ᡂଥᢙߣߔߴࠅㅦᐲ(b) ៺ᡂଥᢙߣߔߴࠅㅦᐲ(b) ៺ᡂଥᢙߣߔߴࠅㅦᐲ

࿑ 10 ೰⹜㛎૕(1Hz ᱜᒏᵄ)࿑ 11 ᒢᕈ⹜㛎૕(1Hz ᱜᒏᵄ)

࿑ 12 ᒢᕈ⹜㛎૕ (JMA ␹ᚭ EW)

413

0.2

Drift [m]࿑ 10(b)ߩㅦᐲߣേ៺ᡂଥᢙߩ㑐ଥߦ߅޿ߡ㧘ᒢᕈㅦᐲଐሽࡕ࠺

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2 ⾰ὐ♽ࡕ࠺࡞ߦၮߠ޿ߡᬌ⸛ߒߚ㧚ߎߩࡕ࠺࡞ߢߪߔߴࠅ㕙ߦߚߡ޿ࠆ㧚ߎߩ⚿ᨐ߆ࠄ㧘ߔߴࠅᄌ૏߽ታ㛎⚿ᨐߣࠃߊ৻⥌ߒߡ޿ࠆ㧚޿ߒߡቢోᒢ႟ᕈဳߩጁᱧࠍ㧘਄ㇱ᭴ㅧ‛ߦኻߒߡᒢᕈࠍᗐቯߔࠆ㧚(b) ᒢᕈ⹜㛎૕ 1Hz ᱜᒏᵄߩᢙ୯⸃ᨆ

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㊂Ყ㧔ၮ␆ᩇ⣉ߩ⾰㊂/਄ㇱ᭴ㅧ‛ߩ⾰㊂㧕߆ࠄផቯߢ߈ࠆߎߣ߇␜

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(2)ଥᢙߦ㑐ߒߡ㧘ਔ⸃ᨆࡕ࠺࡞߇ታ㛎⚿ᨐߩߔߴࠅㅦᐲࠍౣ⃻ߒߡ߅ࠅ㧘ߎࠇߦࠃߞߡ㧘ߔߴࠅᄌ૏ߦ㑐ߒߡ߽ታ㛎⚿ᨐࠍౣ⃻ߢ߈ߡ޿cb㧦ߔߴࠅߦࠃߞߡ਄ㇱ᭴ㅧ‛ߦ૞↪ߔࠆߖࠎᢿജଥᢙ㧘 Ps㧦ᦨᄢ㕒ᱛ៺ᡂଥᢙ㧘D㧦਄ㇱ᭴ㅧ‛ߩ⾰㊂ߦኻߔࠆၮ␆ᩇ⣉ߩ⾰㊂Ყ㧘

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5.1 ᢙ୯⸃ᨆ⊛ᬌ⸛㤥㋦ẢṖࠍᣉߔߎߣߦࠃߞߡࠬ࠹ࠖ࠶ࠢࠬ࡝࠶ࡊ⃻⽎ߩ⊒↢ࠍᛥ೙(a) ᢙ୯⸃ᨆ⊛᧦ઙ⋥⟎߈ဳ㍑᭴ㅧᑪ‛ߩ࿾㔡ᔕ╵ផቯᚻᴺߩ᦭ലᕈࠍᢙ୯⸃ᨆ⊛ߦߢ߈㧘ᒢᕈ⹜㛎૕ߣ೰⹜㛎૕ߩേ៺ᡂ․ᕈߦ⛔৻ߒߡᛒ߃ࠆߎߣ߇
␜ߐࠇߡ޿ࠆ㧚ᬌ⸛ߔࠆߚ߼ߦ㧘਄ㇱ᭴ㅧ‛ߪᒢᕈߣߒߚ࿑ 9 ߩ 2 ⾰ὐ♽ߩᢙ୯⸃(c) ᒢᕈ⹜㛎૕ JMA ␹ᚭ EW ᚑಽߩᢙ୯⸃ᨆ

ᨆࡕ࠺࡞ࠍ↪޿ࠆ㧚ᢙ୯⸃ᨆࡕ࠺࡞ߩฦࡄ࡜ࡔ࡯࠲ߣߒߡ㧘ၮ␆ᩇᒢᕈ⹜㛎૕ߦኻߒߡ JMA ␹ᚭᵄࠍ౉ജߒߚᢙ୯⸃ᨆߩ⚿ᨐࠍ࿑⣉ߩ⾰㊂㧦mb=150,000kg (150ton)㧘਄ㇱ᭴ㅧ‛ߩ⾰㊂㧦m1=450,000kg

12 ߦ␜ߔ㧚࿑ 12(a)ߩߔߴࠅᄌ૏ߩᤨೞᱧߢߪ㧘ታ㛎⚿ᨐߩ 6~7 ⑽(450ton)㧘࿕᦭ᝄേᢙ㧦f1 =3Hz㧘ᷫ⴮ቯᢙ㧦h1 =0.02 ߣߔࠆ㧚ߔߴࠅߦ߅޿ߡ㧘ߔߴࠅᄌ૏߇ 0.3m ߹ߢᕆỗߦჇᄢߒߡ߅ࠅ㧘ਔ⸃ᨆ⚿㕙ߩ៺ᡂ․ᕈߣߒߡ㍑࡮ࡕ࡞࠲࡞࡮㤥㋦ߩേ៺ᡂ․ᕈࠍෳᾖߒ㧘ᒢᨐߪߘߩߔߴࠅᝄ᏷ࠍ᭎ߨౣ⃻ߒߡ޿ࠆ߇㧘ߘߩᓟߩᱜᣇะ߳ߩߔ

ᕈㅦᐲଐሽࡕ࠺࡞ߩฦଥᢙࠍPs=0.18, Pd=0.12, J=20 ߦ⸳ቯߔࠆ㧚ߔߴࠅࠍታ㛎⚿ᨐߦᲧߴߡ 0.1m ߶ߤㆊᄢ⹏ଔߒߡ޿ࠆ㧚ߎࠇߪ㧘࿑ߴࠆ߹ߢߩᒢ೙㒢ᄌ૏ࠍ 0.0001 mm ߦ⸳ቯߒ㧘ೋᦼ೰ᕈࠍ 1.06107

12(b)ߦ߅޿ߡ㧘ਔ⸃ᨆࡕ࠺࡞ߣ߽ߦ㧘ታ㛎⚿ᨐߩߔߴࠅㅦᐲࠍᱜ㗔

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NS ᚑಽ㧔PGV=0.12 m/s㧕㧘ࠛ࡞࠮ࡦ࠻ࡠ NS ᚑಽ㧔PGV=0.32 m/s㧕㧘਄⸥ߩࠃ߁ߥߔߴࠅᄌ૏ߩ⹏ଔߩᏅߦ⃻ࠇߡ޿ࠆ߇㧘ਔ⸃ᨆࡕ࠺࡞

౎ᚭ NS ᚑಽ㧔PGV=0.28 m/s㧕ߢ޽ࠆ㧚ᧄ⸃ᨆߢߪ㧘࿾േᦨᄢㅦᐲ

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౉ജߔࠆ㧚PGV=1.0m/s ߢၮḰൻߒߚ࿾㔡േߩㅦᐲᔕ╵ࠬࡍࠢ࠻࡞

5 ⋥⟎߈ဳ᭴ㅧ‛ߩ࿾㔡ᔕ╵ផቯ

ࠍ࿑ 13 ߦ␜ߔ㧚߹ߚ㧘ၮ␆ࠍ࿕ቯߒߚ႐วߩᒢᕈ᭴ㅧ‛㧔ᢙ୯⸃ᨆ

5.1 ࿾㔡ᔕ╵ផቯᑼߩឭ᩺

ߢኻ⽎ߣߒߡ޿ࠆ 3Hz㧕ߦኻߒߡฦߩ࿾㔡േࠍ౉ജߒߚᦨᄢጀߖࠎ

⋥⟎߈ဳ㍑᭴ㅧᑪ‛ߩߔߴࠅߩߺߦࠃߞߡ਄ㇱ᭴ㅧ‛ߦ૞↪ߔ

Shear Coeff.

8

Sv [m/s]3

JMA
Takatori
Elcentoro
Taft
Hachinohe

6
4

JMA
Takatori
Elcentro
Taft
Hachinohe

2

1

3

Shear Coeff.

10ᢿജଥᢙࠍ࿑ 14 ߦ␜ߔ㧚JMA
Takatori
Elcentro
Taft
Hachinohe
Estimation

2

1

2
0
0

0.5

1

1.5

2

2.5

3

Period [s]࿑ 13 ၮḰൻߒߚ࿾㔡േ(PGV=1.0m/s)ߩㅦᐲᔕ╵ࠬࡍࠢ࠻࡞

0
0.25

0.5

0.75

1

1.25

࿑ 14 ၮ␆࿕ቯᤨߩᦨ
ᄢጀߖࠎᢿജଥᢙ

414

1.5

Input PGV [m/s]

0
0.25

0.5

0.75

1

1.25

1.5

Input PGV [m/s]࿑ 15 ⋥⟎߈ဳ㍑᭴ㅧᑪ‛ᦨᄢߖࠎᢿജଥᢙ

(b) ᢙ୯⸃ᨆ⚿ᨐ╭ࠦࡦࠢ࡝࡯࠻ᑪ‛ߩᝄേታ㛎㧘ᣣᧄᑪ▽ቇળቇ᭴ㅧ♽⺰ᢥ㓸㧘No.632㧘
pp.1833-1840㧘2008.10.

 ⋥⟎߈ဳ᭴ㅧ‛ߩ࿾㔡ᔕ╵ࠍ㧘ᑼ(2)߆ࠄᓧࠄࠇࠆផቯ୯(0.46)ߣ
4)ߣ߽ߦ࿑ 15 ߦ␜ߔ㧚࿑ 14 ߩၮ␆࿕ቯߩ႐วߦߪ㧘ᦨᄢߖࠎᢿജଥ
ᢙ߇࿾㔡േߏߣߦᄢ߈ߊ⇣ߥࠆߎߣߦ෻ߒߡ㧘࿑ 15 ߩᦨᄢጀߖࠎᢿ

ᢥ㓸㧘No.606㧘pp.217 -213㧘2006.8.
5)ജଥᢙߪ࿾㔡േ࡟ࡌ࡞߇Ⴧᄢߒߡ߽ᄢ߈ߊᄌൻߖߕ㧘߶߷৻ቯ୯

ᑪ▽ቇળቇ᭴ㅧ♽⺰ᢥ㓸㧘No.629㧘pp.1185-1191㧘2008.7.

ߔࠆᑼ(2)߇᦭ലߢ޽ࠆߎߣ㧘‫ဳ߈⟎⋥ޡ‬㍑᭴ㅧᑪ‛߇࿾㔡േߦ޽߹6)ࠅᓇ㗀ࠍฃߌߕ㧘⾰㊂Ყߣߔߴࠅ㕙ߩ៺ᡂଥᢙߦࠃߞߡ৻ᗧߦ࿾㔡ᢥ㓸㧘No.661㧘pp.527 -534㧘2011.3.
7)ᦨᄢጀߖࠎᢿജଥᢙ⒟ᐲࠍ਄ㇱ᭴ㅧ‛ߩ㒠ફߖࠎᢿജଥᢙߣߒߡઃ

␠࿅ᴺੱᣣᧄ࠻࡜ࠗࡏࡠࠫ࡯ቇળ࿕૕ẢṖ⎇ⓥળ㧦࿕૕ẢṖࡂࡦ࠼ࡉ࠶
ࠢ㧘㙃⾫ၴ㧘2010.3.

ਈߔࠇ߫㧘࿑ 15 ߇␜ߔࠃ߁ߦ㧘ߘߩ⋥⟎߈ဳ㍑᭴ㅧᑪ‛ߪ࿾േㅦᐲ

8)

߇ 1.5m/s ߦ߽ߥࠆᏂᄢ࿾㔡േߦኻߒߡ߽㧘ᄙዋߩ႟ᕈൻߪ↢ߓࠆ߽ട⮮ੳ㧘᧻ᨋᕡ㓶㧦᩺ౝ㕙ߩ៺ᡂ․ᕈߣࠬ࠹ࠖ࠶ࠢࠬ࡝࠶ࡊᝄേ㧘♖ኒᯏ᪾, Vol.39㧘No. 467㧘pp.1192-1200㧘1973.

ߩߩ㧘ߘߩ਄ㇱ᭴ㅧ‛ߪ᭎ߨᒢᕈၞߦ⇐߹ࠆߎߣߦߥࠆ㧚
5. ᦨ⚳ႎ๔ߩ߹ߣ߼
ᧄ⎇ⓥߢߪ㧘࿾㔡ᤨߦߔߴࠆߎߣߢ៊்ૐᷫലᨐࠍ⊒ើߔࠆ⋥⟎߈ဳ㍑᭴ㅧᑪ‛ࠍല₸⊛ߦታ⃻ߔࠆߚ߼ߦ㧘㍑ߣࡕ࡞࠲࡞ߩ៺ᡂଥ
ᢙߩૐᷫࠍ⋡⊛ߣߒߡ޿ࠆ㧚ᧄ⎇ⓥߢᓧࠄࠇߚ⍮⷗ࠍએਅߦ߹ߣ߼
ࠆ㧚㤥㋦ߦࠃࠆ㍑ߣࡕ࡞࠲࡞ߩᦨᄢ㕒ᱛ៺ᡂଥᢙ(0.8)ߩૐᷫߣߘߩേ
៺ᡂ․ᕈߩᬌ⸽ࠍ⋡⊛ߣߒߡᝄേบታ㛎ࠍታᣉߒߚ㧚㍑ߣࡕ࡞࠲࡞
ߩ៺ᡂଥᢙ߇ 0.8 ⒟ᐲߢ޽ߞߚ߇㧘ߘߩṖࠅ㕙ߦ㤥㋦ࠍዉ౉ߔࠆߎ
ߣߦࠃߞߡ៺ᡂଥᢙࠍ 0.2 ߹ߢߦૐᷫߔࠆߎߣ߇ߢ߈ߚ㧚߹ߚ㧘៺ᡂଥᢙ߇ 0.8 ߩߣ߈ߦߪ㧘ᒢᕈ⹜㛎૕߇ߔߴࠆߎߣߦࠃߞߡࠬ࠹ࠖ
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2008.
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2011年度公募研究成果梗概集

2012年10月

発行
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