技報 第 6 号（2008 年）

長スパン変断面 PC 合成床板の構造性能確認実験
こくがくいんだいがく－國學院大學学術メディアセンター新築工事－
建築本部

設計部 PC 構造グループ 今村雅泰

概要：本報では 18m の長スパン，変断面をもつ ST 合成床板（以下，ST 板）の構造
安全性を確認するため，実部材試験体を作成し載荷試験を行い，ST 板が充分な耐荷重性および変形性能を有していることを確認している．

Key Words
Words：長スパン，変断面，補強効果，デザイン性

１．はじめに「國學院大學学術メディアセンター」は渋谷区にある國學院大學の 120 周年を記念するキャンパス再整備の第 3 期工事として，図書館および情報処理施設を複合した施設として計画された．書架の閲覧スペースやメディア教室は開放的な空間を確保するために，18ｍ×18ｍグリッドの無柱空間としている．このグリッドを構成する床組にはプレストレスを入れた ST 板が一方向板として用いられており，天井を貼らずに構造部材である床板自体を大胆に露出したデザインとなっている．本物件で求められた ST 板の構造性能は，書庫レベルの重荷重（ω＝5,500～14,000N/m2）を 18m 長スパンの一方向 ST 板で支持することであった．また，意匠面では開口面からの自然光を ST 板のリブで遮ることなく建物内部に採り入れ，明るい開放的な空間を作り出すことであった．これらを満足するために，ST 板はスパン中央部では T 形断面として天井高をかせぎ，外部開口側および内部側の両端部では扁平断面として採光を確保する変断面形状を採用することとなった．
本報告は，意匠的にデザインされた ST 板形状が構造的な性能を満足していることを確認するために，実部材による載荷実験を行ったものである．

２．工事概要2.1

建物概要

工事名称：國學院大學学術メディアセンター新築工事
所 在 地：東京都渋谷区 4 丁目 101－18
施

主：國學院大學

設計監理：株式会社日建設計
施工：鹿島・大成建設工事共同企業体

P C 施 工：株式会社ピーエス三菱
建築面積：3,228.40m2
延床面積：17,382.91m2
階数：地下 2 階，地上 6 階

軒高：19,965m

最高高さ：25.075m

完成写真

今村雅泰
1 / 11

技報 第 6 号（2008 年）
PB118000

本建物の構造は耐震壁付き RC ラーメン造

K

STG1

STG1

構造概要
STG1ST5である．床組は基本グリッド 18m×18m であり（図－1），1 グリッド当たり 18 枚の ST 板

ST2A下，トップコン：t=120mm）を打設する PC

ST2ST1A1,080mm）を敷設し，トップコンクリート（以ST1A（ 幅 W=900mm ， せ い D=780mm ～4500
4500

合成床板としている．床板は耐荷重およびス
パンの違いによって ST1 から ST6 としており，特殊な形状の床板まで含めて全 9 種類で18000ある．

7500 7500

18000

22500

FCBA4500

78000
156711

図－１３．設計3.154000

9000

GST518000

2.2

基準平面
表－１

設計概要

16 17

設計積載荷重本 ST 板の設計種別は，設計荷重に対して中央断面では用フルプレストレッシング，断面が変化する扁平部では事務所・閲覧所

3,6000.1mm 以上のひび割れを許容しない PRC（Ⅲ0.1）造とし教室

4,000ている．使用鋼材は PC 鋼より線 15.2φ（SWPR7BL）で

屋上

5,000

閉架書庫

5,500

集密書庫

14,000あり，プレストレスの導入はプレテンション方式とした．
コンクリートの設計基準強度は，ST 板は 60N/mm2，トッ

途

積載荷重（N/m2）

プコンは 30N/mm2 としている．設計積載荷重は，表－１に示すとおりである．
3.2

ST 板の特徴

一般的な ST 板はリブ部分（せい D=780mm）にのみ PC 鋼材を配置し，支承部のフラット部分は鉄筋コンクリート（RC）造として設計されている．
本 ST 板では意匠的な要求から，端部の扁平断面（せい D=575mm）が支承位置から約 2m の長さとなっており，この断面変化点における曲げ応力に対応するために，扁平断面部にも PC 鋼材を配置している（図－２）．扁平形状からリブ形状へと変化する境界部では，曲げ応力や局部応力，プレストレスの影響等に対して，その性状が構造計算だけでは充分に把握できないと判断された．本
設計では境界部の補強筋として，1－D19＋2－D13 を配筋し，また STP と兼用させた□－D13 を配筋することでスムーズな応力の伝達を企図した．
C補強アングル金物（L-130×130×9）
5-D10

1-D19+2-D13

ST1
トップコン(t＝120)

STP:D13

外部開口
サッシュ

100 175280840

325

250

160

▽FL

ブラインドボックス

275

1,310
扁平断面

図－２端部形状詳細図

2 / 11501
境界部

PC鋼より線各2c-15.2φ(SWPR7BL)
T形断面技報 第 6 号（2008 年）

PC 鋼材は中央断面で曲げ応力に対応するために 12 本配置されているが，偏心による ST 板の上そりが大きくなるため，境界部の PC 鋼材 4 本の両端部にボンドレス加工を施し，架設時の上そりが 10mm 以下になるように制御した．なお，ボンドレスによりプレストレス量が変化する断面については，各断面において応力検討を行い，部材種別を満足していることを確認した．
また，外部開口側の支承位置においてはブラインドボックスの納まりにより，更に扁平断面のせいが小さくなり，せい D＝250mm の断面で支承している．図－２に示すように，断面せいが変化する部分が隅角部となるため，ひび割れを誘発しやすい形状となっている．そのため，隅角部の補強として補強アングル金物（L－130×130×9）を設けている．

４．実験概要4.1

試験体概要

試験体は実部材を用い，標準床板（L＝17.44m，ω＝4,000N/m2）である ST1 部材（図－３）1 体とした．
実験は支承部の性能試験および中央断面の曲げ性能試験を行い，①設計荷重時の性状，②ひび割れ発生荷重・ひび割れ性状，③破壊耐力，④復元力特性（曲げ性能試験のみ），⑤支承部補強筋および補強アングル金物の効果について確認した．なお，曲げ性能試験は支承部性能試験終了後に行った．また，本部材は端部形状が両端で異なるため，各々（C 端および F 端）において支承部性能試験を行った．
C端部

中央断面

F端部

18,000
扁平断面
支承部
境界部

トップコン（t＝120）

2,500
2,000
ボンドレス区間

275 1,310

2,000
2,500
ボンドレス区間

PC鋼より線各2c-15.2φ(SWPR7BL)
14,485

1,585

415 250
115780 220

780 120

補強アングル金物（L-130×130×9）

扁平断面 支承部
境界部

990 10325
415 250

▽ FL

T形断面

1,270 100
1,370

ST1 部材長 17,440

280280CF

C端扁平断面部

図－３1-D1950 160 50

12-15.2φ

23161365 220

トップコン
D13@200

73120 3@61 61 171
18522012-15.2φ780

120 3@61 61 171
185990270

10C端支承部

720

575 1073 61 441

8-D164c-15.2φ

補強アングル金物

トップコン
D13@100
60

2-D13
D13@100

D13@200
2-D199-D13

250 10

▽ FL

720

896

10-D162-D194c-15.2φ

2-D13
50 160 50

260260

C端境界部

T形断面部

F端扁平断面部

試験体形状配筋図（ST1）

試験体は実部材と同様の条件で，プレストレスを導入した PC 板を製作した後にトップコンを打設して合成床板とした．使用材料および材料試験結果を表－２に示す．
表－２

使用材料および材料試験結果

コンクリート（N/mm2）
部鋼材（N/mm2）

位

σB1

σB2Ec

ST 板本体41.361.132533

トップコン－40.4－

鋼材種類
PC 鋼材
鉄筋（SD295A）

σB1：導入時圧縮強度，σB2：試験時圧縮強度
Ec：試験時ヤング係数

鉄筋

σy：降伏強度，σu：引張強度（SD345）3 / 11（ミルシートによる）
呼び

σyσu

15.2φ

1709

1975

D10376538

D13360524

D16363

534

D19399551

技報 第 6 号（2008 年）

4.2

載荷装置および加力ルール

支承部性能試験における加力方法は，1,000 kN オイルジャッキによる 1 点集中荷重とし，加力スケジュー
ルは，計算上の長期設計荷重までは 10 kN ずつ載荷を行い，それ以降は 30 kN ずつ単調載荷とした．
曲げ性能試験においては，同様のジャッキを用い中央 2 点載荷とした．加力スケジュールは図－４に従い，計算上の長期設計荷重およびひび割れ発生時でそれぞれ除荷し，それ以降は曲げ終局時設計荷重まで載荷を行った．両載荷試験の載荷装置図を図－５に示す．なお，載荷荷重は載荷支点での縁応力度が設計スパンによる支点での縁応力度となる荷重を算定し，自重およびトップコン重量についても加味した．
1000kNジャッキ

50mm変位計

ジャッキ荷重50mm変位計δ≧200mm（δ/L＝1/50）
曲げ破壊終局荷重
700
4,078

4,000

750 750
17,440600

ひび割れ荷重(a) 中央部曲げ性能試験

4002
1000kNジャッキ
50mm変位計

20050mm変位計

100②①

図－４③cyc

3,862

500

300
長期設計荷重200mm変位計
4,0000(kN)
200mm変位計

加力スケジュール

2,550

11,4753,315(b) 支承部性能試験（C 端）図－５4.3載2 荷装置

測定項目

測定項目は，ロードセルによる荷重，ひび割れ，試験体の各部鉛直変位および鉄筋のひずみとした．ひび割れの測定は目視により行い，ひび割れ幅はクラックスケールを用いて計測した．試験体の鉛直変位は，加力点部および両支点部の 6 箇所について変位計を用いて計測し，相対平均変位により評価した．以下，変位とは，相対平均変位を示す．鉄筋のひずみは支承部性能試験において計測した．ひずみゲージ貼付位置を
図－６および表－３に示す．
表－３

ゲージ番号表

ゲージ番号

鉄筋径

C1，F1

D13C2，F2

D19C4，F4

D13C5，F5

D10C6，F6

D19C端部
C1-U

C6-U
C2-D
C6-D

F1-U

F4-U
F5-U

F2-D
F6-D

F1-D

F4-D
F5-D

ひずみゲージ貼付位置

2５．実験結果および考察
5.1.1

C4-U
C5-D

C4-D
C5-D

図－６5.1

F2-U
F6-U

C1-D

U は上側，D は下側を示す

置F端部C2-U

支承部性能試験
荷重－変位関係および破壊性状

C 端および F 端の荷重－変位関係を図－７に，最終ひび割れ状況図を図－８に示す．
両端ともに初期ひび割れは，長期設計荷重を上回った荷重において発生したリブ端部の曲げひび割れであった．このひび割れは終局時設計荷重においても，若干の進展はあるが，ひび割れ幅の拡大は見られず0.04mm 未満であった．載荷点近傍のリブ下端に曲げひび割れが発生すると，そのひび割れ（0.1mm）の増加に伴い荷重－変位曲線に剛性低下が見られた．その後，徐々にひび割れ範囲は広がり，PCa 部材とトップ
4 / 11

技報 第 6 号（2008 年）※1 グリッド
100mm×100mm(a) C 端部(b) F 端部
図－８

最終ひび割れ状況図（赤線が最終破壊面）

コンの境界面にひび割れが発生し，コンクリートの肌2別れが生じた．両端ともに，荷重は増加せずに変位の450みが増加する状態となった時を最大荷重とした．

400

危険断面と考えられた支承部およびリブ境界部での脆300

性的な破壊は見られなかった．

250

5.1.2P(kN)

最終破壊性状は，載荷点位置での曲げ破壊となり，350

諸限界値と計算値の比較

C端部
F端部

200
□：長期設計荷重△：ひび割れ発生◇：終局設計荷重○：リブひび割れ発生
×：最大荷重150

支承部性能試験の挙動および破壊性状は，C 端およ100

び F 端ともに大きな差異はないため，ここでは支承部50の補強アングル金物を打ち込んだ C 端についてのみ考0察する．考察に当たり，ひび割れ発生荷重および最大0荷重時の載荷荷重と計算値との比較を表－４に示す．

10

図－７

荷重の比較は本実験において破壊断面と想定されてい2030δ(mm)405060

支承部性能試験荷重－変位関係

た①支承部，②リブ境界部，③リブ端部（初期ひび割れ発生部），④載荷点（実際の破壊断面）について行う．
ここで，リブ端部では破壊に至っていないため，破壊耐力との比較は省略する．
表－４C 端支承部荷重比較

①支承部

①②

③④Z’

9.4

47.4

36.8

24.0

Z

9.4

47.4

36.8

33.3

σpi

0

4.03

3.99

15.72

※

④載荷点
60°

載荷位置

30°

支点位置

ePcr

350

180

122

180

cPcr

217

180

157

184

ePcr／cPcr

1.61

1.00

0.78

0.98

ePmax

370

370

370

370

（272）

445－479

ePmax／cPu

1.360.83

－0.77

PG

1920

1920P(G＋P)

56

53

54

52

P1.7(G＋P)

144

130

132

125

ePcr／PG

18.42

9.00

6.42

9.00

cPu：曲げ（せん断）終局耐力（kN）

ePcr／P(G＋P)

6.25

3.40

2.26

3.46

PG：自重のみの設計時荷重（kN）

ePmax／P1.7(G＋P)

2.55

2.87

2.80

2.96

P(G＋P)：長期設計荷重（kN）

cPu※：鉄筋に添付したひずみゲージより推定②リブ境界部③リブ端部

Z’：床板単体下端断面係数（×106mm3）
Z：合成断面下端断面係数（×106mm3）
σpi：プレストレスによる下端縁応力度(N/mm2)（角度考慮）

ePcr：ひび割れ発生時荷重（kN）
cPcr：曲げひび割れ耐力（kN）
ePmax：最大荷重（kN）

P1.7(G＋P)：終局時設計荷重（kN）
5 / 11

技報 第 6 号（2008 年）（1）曲げひび割れ発生荷重・ひび割れ性状
曲げひび割れ発生時荷重の実験値と計算値との比は，支承部断面を除き 0.78～1.00 となっている．ひび割れ耐力式はプレストレスによる効果とコンクリートの曲げ引張強度から求めた．ただし，プレストレスの有効率 η は部材の若材令を考慮して，PC 規準 1)によるプレストレスの減退式により算定し 0.92 とした．
ひび割れ耐力式： Mcr = η ⋅ σ pi ⋅ Z '+0.56σB ⋅Z

表－４よりリブ端部の曲げひび割れ発生時の曲げ応力は， ePcr＝122 kN から算定すると， eMcr＝179.5kN・m となる．リブ端部における Mcr をコンクリートの曲げ引張強度による成分のみで算定すると，cMcr＝160.1 kN・m となり，eMcr／cMcr＝1.12 とほぼ等しくなる．これはリブ端の局部ではプレストレスの効果が小さく，ひび割れの発生はコンクリートのひび割れ耐力で決定されるものと考えられる．また，リブ端部に発生したひび割れの進展は P＝150 kN を超えた後であり，プレストレスの効果を考慮したひび割れ耐力（cPcr＝158 kN）との比が 0.95 とほぼ一致している．これは，リブプレストレスの有効な範囲端から離れた位置になるとプレストレスが有効になり，ひび割れ耐力が増加したものと考えられる（図－９）．なお，最大荷重時においてもリブ端部でのひび割れ幅は過大にならなかったのは，リブ端部に配筋した補強筋がひび割れに対して有効であったことが考えられる．補強筋による効果は「支承部プレストレスの無効な範囲補強筋の効果」において考察する．

図－９

また，支承部断面においては，実験値と計算値との比が 1.61

プレストレスの広がり概念図と大きい値を示した．これは支承部補強アングル金物（以下，アングル材）が有効となっていると考えられる．アングル材による効果は「支承部隅角部の補強アングル金物の補強効果」において考察する．
（2）破壊耐力
曲げ終局耐力およびせん断終局耐力（荒川式）は PC 規準式 1)によった．支承部での最大荷重時と終局耐力との比は，1.36 となっており破壊耐力に達しているにも関わらず支承部破壊は生じていない．これはアングル材が有効となっていると考えられる．
破壊面と想定されていたリブ境界部での曲げ破壊耐力の実験値と計算値との比は，0.83 とほぼ一致しているにも関わらず，境界部での部材の破壊は生じていない．これは破壊面に沿って配置されているせん断補強筋が効果的となっていると考えられる．載荷点での実験値と計算値との比は 0.77 である．これは，最大荷重時には PC 鋼材は降伏しておらず，変形のみが進行していることから，PC 鋼材の付着切れが起こったものと考えられる．ここで，平面保持が成立していると仮定して算定した，最下段の PC 鋼材に作用する最大荷重時の応力度を表－５に示す．

最大荷重時
M（kN･m）
C端881.9

表－５PC 鋼材の応力度

PC 鋼材

PC 鋼材付着※PC 鋼材短期
許容付着応力度 2）

応力度

応力度

σt（N/mm2）

τf（N/mm2）

τa（N/mm2）

112.6

0.461.0τf／τa0.46※：PC 鋼材の周長は，呼び径×π とする．
表－５より，PC 鋼材に生じている付着応力度と許容付着応力度との比は 0.46 となっており，許容応力度の 50％にも達していない．これは破壊面がリブ端部近傍であるために，定着長さが短いことから，PC 鋼材に付着切れが生じたのではないかと考えられる．
なお，終局時設計荷重（P1.7(G＋P)＝125 kN）に対しては，ePcr＝180 kN までひび割れ耐力式により推定できていることから，この荷重時において PC 鋼材の付着切れは生じていないものと考えられる．また，試験結果から載荷荷重 300 kN のとき載荷点近傍のひび割れ幅が拡大しているため，この地点から付着切れが始
6 / 11

技報 第 6 号（2008 年）まっているものと考えられる．ただし，終局設計時荷重に対して最大荷重 ePmax は 2.40 の安全率があり，問題のないレベルであると考えられる．
（3）設計荷重時の性状
表－４にひび割れ発生時荷重および最大荷重と，設計値における①自重（G）のみ，②自重＋積載荷重（G＋P）および③終局時設計荷重（1.7（G＋P））との比較を示す．
表－４より，ePcr／PG は 6.42～18.42，ePcr／P(G＋P)は 2.26～6.25 と，長期設計荷重においてもひび割れ発生が見られず充分な安全性を有していることから，実部材として問題ないものと考えられる．
同様にして，ePmax／P1.7(G＋P)は，2.55～2.96 であり，終局時設計荷重に対しても実部材として充分な耐力があることが示された．
（4）支承部補強筋の効果
支承部補強筋に貼付したひずみの測定結果を表－６に示す．ゲージ位置は図－６参照．
C1 の鉄筋応力度から，鉄筋が負担している曲げモーメントを計算すると（図－１０）Mr＝40.3 kN・m となり，最大荷重時の曲げモーメントは表－４の Pmax＝370 kN から算定すると，Mmax＝63.1 kN・m となる．
よって，差分のモーメント ΔM＝63.1－40.3＝22.8 kN･m 程度は支承部隅角部に取り付けたアングル材が負担していると考えられる．
表－６径

C端

最大荷重時の鉄筋のひずみ（C 端）

最大荷重

最大荷重時

鉄筋応力度

Pmax（kN）

ひずみ（μ）（N/mm2）※1C1D13912

192

C2D191059

222

C4D13370

考――――――※2

降伏※2360

1925

備C5D102357376

降伏

C6D191898399

降伏※1：Es＝2.1×105 N/mm2 として計算※2：降伏しているためミルシートの値とする
C4 および C6 は，リブ境界部のひび割れ発生後（P＝450に至っている．荷重－ひずみ関係を図－１０に示す．C4400および C6 ともに同じような挙動を示し，リブ境界部の350曲げに対して有効であるものと考えられる．また，ひび300割れがリブ境界部を進展するにつれて，C5 のひずみが250増加し降伏にまで至っている．
よって，リブ境界面に鉛直に配筋した補強筋がひび割れ進展に伴って，順次効果を発揮することにより，曲げによる急激な破壊を防ぎ，ねばりのある挙動を示したもP(kN)

180kN と仮定）ひずみが増加し，最大荷重時には降伏▼ P＝180 kN

200150C4C5C6100500のと考えられる．

0C2 のひずみは C6 と比較して 0.56 であった．これはリブ境界部の角度効果によるものと考えられる．リブ境

500

図－１０1000

1500
μ2000

2500

3000

荷重－ひずみ関係

界部の角度が 30 度であることから，C2 鉄筋に生じる応力度は 1/2 となり，ひずみの割合はほぼ一致している．
（5）支承部補強アングル金物の効果（4）より，ΔM＝22.8 kN･m はアングル材が負担しているとすると，アングル材の負担割合は作用しているモーメントの 4 割程度であると考えられる．また，アングル材の負担分の応力が L 形鋼を介してアンカー筋 5－D10 に生じていると考えると，アンカー筋の負担応力度はσt＝294 N/mm2 となり，短期許容応力度7 / 11

技報 第 6 号（2008 年）相当にまで達している．ここで，作用している曲げ応
70

力，C1 ひずみから算定される鉄筋による負担応力（Mr）

M＝61.060（ΔM）の関係を図－１１に示す．

50

図－１１より，アングル材が負担する応力はΔM≒23.1 kN･m でほぼ一定となっていることがわかる ． こ の と き の ア ン カ ー 筋 の 応 力 度 は ， σ t＝ 297M(kN・m)

およびアングル材が負担していると思われる応力

Mｒ＝38.54030N/mm2 である．従って，アングル材のアンカー筋が短20期許容引張応力度に達するまで効果を発揮しており，

10残りの曲げ応力は支承部の補強筋によって負担してい05.2.1

作用M鉄筋負担M
アングル材負担M0ると考えられる．
5.2

ΔM≒23.1200

図－１１中央部曲げ性能試験

400
600
鉄筋ひずみ（μ）

800

1000

負担モーメント－鉄筋ひずみ関係

荷重－変位関係および破壊性状

中央部の荷重－変位関係を図－１２に，最終ひび割

1000
900

れ状況図を図－１３に示す．

800

長期設計荷重 245 kN および設計曲げひび割れ耐力

700を想定した荷重 370 kN 載荷時において，ひび割れは600P(kN)全く発生せず，P＝438 kN において載荷点近傍のリブ500下端に曲げひび割れを確認した．ひび割れ幅は4000.04mm 未満であり，除荷後には完全に閉じた．除荷300後の残留変位は 0.3mm であった．

200

P＝600 kN のとき，リブに曲げひび割れが約 200mmピッチで発生し剛性低下が生じた．終局時設計荷重 P＝750kN ではひび割れ幅は 0.45mm まで拡大した．

□：長期設計荷重△：曲げひび割れ耐力時◇：終局設計荷重○：リブひび割れ発生
×：最大荷重1000020

図－１２4060δ(mm)80100

曲げ性能試験荷重－変位関係※1 グリッド
100mm×100mm

図－１３

最終ひび割れ状況図

2

写真－１

最大荷重時状況写真（曲げ性能試験）8 / 11120

技報 第 6 号（2008 年）

P＝850 kN あたりから荷重は増加せずに変位のみが増加し，P＝910 kN を最大荷重とした．最大荷重時において，最大ひび割れ幅は 3.0mm 程度であった．また，最大変位は約 110mm（δ/L≒1/86）となり V 字型に大きく変形した（写真－１）．除荷完了後，細かいひび割れは縮小し，最大残留ひび割れは 0.3mm 程度であった．また，残留変位は約 15mm（δ/L≒1/633）であった．
5.2.2

諸限界値と計算値の比較

中央断面でのひび割れ発生荷重，最大荷重を示す（表－７）．また，①自重（G）のみ，②自重＋積載荷重（G＋P），③終局時設計荷重（1.7（G＋P））との比較を示す．
表－７

中央部荷重比較
中央部

Z’

24.0

Z

33.3

σpi

25.4

ePcr

438※

cPcr

354

ePcr／cPcr

1.24

ePmax

910

cPu

829

ePmax／cPu

1.10

PG

202

P(G＋P)

246

P1.7(G＋P)

367

ePcr／PG

2.16

cPu：曲げ終局耐力（kN）

ePcr／P(G＋P)

1.78

PG：自重のみの設計時荷重（kN）

ePmax／P1.7(G＋P)

2.48

P(G＋P)：長期設計荷重（kN）※：目視によるひび割れ発生荷重とする

Z’：床板単体下端断面係数（×106mm3）
Z：合成断面下端断面係数（×106mm3）
σpi：プレストレスによる下端縁応力度（N/mm2）
ePcr：ひび割れ発生時荷重（kN）
cPcr：曲げひび割れ耐力（kN）
ePmax：最大荷重（kN）

P1.7(G＋P)：終局時設計荷重（kN）（1）ひび割れ発生荷重・ひび割れ性状
ひび割れ発生荷重とひび割れ耐力との比は，1.24 と若干実験値が大きくなっている．ひび割れ性状はリブ下端に発生した曲げひび割れが進展し，載荷点近傍から支点にむかって広がる一般的な曲げ試験によるひび割れ性状となった．また，平均ひび割れ間隔の計算値 3) lav＝217.8 mm となり，試験結果によるひび割れ間隔約 200mm とほぼ等しくなる．
（2）破壊耐力
最大荷重と曲げ終局耐力との実験値と計算値との比は 1.10 と曲げ終局耐力がほぼ一致していることが確認できた．さらに破壊性状は PC 鋼材の降伏が先行する，ねばりのある曲げ破壊となった．
（3）設計荷重時の性状表－７より，Pcr／PG は 2.16 および Pcr／P(G＋P)は 1.78 であり，ひび割れに対して充分な安全性を有している．同様に Pmax／P1.7(G＋P)は 2.48 であり，終局時設計荷重においても実部材として充分な耐力があることが示された．
（4）復元力特性
各サイクルでの最大変位と残留変位を表－８に示す．長期設計荷重およびひび割れ発生荷重まで載荷しても，除荷後の残留変位は 0.2～0.3mm であり，ほとんど残留変位は残らず，復元性が充分高いことがわかる．また，最大荷重後の残留変位についても 14.5mm と極めて復元性が高いことが証明された．
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表－８

荷重

最大変位

残留変位P(kN)δmax(mm)δrev(mm)

長期設計荷重時

246

5.60.2

ひび割れ発生時

438

10.10.3

最大荷重時

910

111.114.5サイクル

5.3

最大変位と残留変位

破壊メカニズム

各試験ともに最終破壊モードは曲げ破壊であり，ST 板がねばりのある性状を示すことがわかった．ここでは，1 部材の ST 板に等分布荷重が作用したときの応力の比率から，塑性ヒンジが生じると考えられる位置について検討する（表－９）．検討に用いる破壊荷重は最大荷重とし，各破壊位置は，両端部では載荷点，中央部では中央点と仮定する（図－１４）
．
ω

C端破壊点

F端破壊点
中央破壊点

2,550

6,170

6,170

2,550

1Mo = ω ⋅ l 28
1Mx = ω ⋅ x(l − x )22550x=l
17440

17,440

図－１４

破壊点位置
表－９

応力の比率
最大荷重α※

Pmax(kN）

最大荷重時 M
Mmax(kN･m）
ω＝Mmax／α (kN・m)

各破壊点の荷重比較

C端中央F端0.50

1.000.50370910

385881.9

1828.8

908.6

881.9

914.4908.6※：等分布荷重ωが作用したときの Mo に対する Mx の比．
表－９より， Mmax／α は，各位置ともにほぼ同じレベルであり，これまでの考察から設計荷重に対して充分な部材耐力が確認されているため，実部材として問題ないものと考えられる．

６．まとめ
長スパン ST 板の実部材による載荷実験を行い，当部材が設計荷重に対して，充分な部材耐力およびねばりのあることを確認した．また，意匠的に要求された支承部形状に対しても，プレストレスによる効果に加え，リブ境界部に配筋した補強筋および支承部の補強アングル金物が，脆性的な破壊の抑制に効果を発揮していることがわかった．本実験により構造的な要求を満足していることが確認でき，優れたデザイン性を実現させる部材を提供することができた．
当部材を納めた「國學院大學学術メディアセンター」は平成 20 年 3 月 27 日に竣工されている．

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参考

写真－２

部材の運搬

写真－３

2

写真－４

2

架設状況

写真－５

2

写真－６

モックアップ閲覧スペース

2吹き抜け空間

写真－７

2

外観写真

2

謝辞
本実験の実施および工事を施工するにあたり，株式会社日建設計および鹿島・大成建設工事共同企業体関係各位の多大なるご指導，ご協力を賜りました．誌面をお借りしてここに感謝の意を表します．
参考文献
1)

日本建築学会：プレストレストコンクリート設計施工規準・同解説，1998,112)（社）プレストレスト・コンクリート建設業協会：JIS による道路橋橋げた用セグメント設計・製造
便覧（JIS A 5373-2004），2004,93)

日本建築学会：プレストレスト鉄筋コンクリート（Ⅲ種 PC）構造設計・施工指針・同解説，2003,2

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