フジタ技術研究報告㻌第㻡㻠号㻌 㻌 㻞㻜㻝㻤年㻌
㻌㻌

アンボンドプレキャストプレストレストコンクリート柱の㻌
構造性能に関する実験的研究㻌㻌㻌
大 庭 㻌 正 俊㻌㻌

佐 々 木 㻌 仁㻌㻌

高 森 㻌 直 樹㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌概㻌 㻌 㻌 㻌 㻌 㻌 要㻌㻌アンボンドプレキャストプレストレストコンクリート（以下アンボンド㻼㻯㼍㻼㻯）圧着工法は、シース管内にグラウト注入をしない工法
で、プレストレスト力によるひび割れ制御や残留変形がほとんどない高い原点指向性といった構造性能とプレキャスト部材を建設現場で圧着接合してフレームを構築するため工期短縮、生産性が向上するといった特徴を持っている。高強度コンクリートを用いた圧着接合によるアンボンド㻼㻯㼍㻼㻯柱の曲げ性能に関する基礎資料を得ることを目的に、逆対称加力による曲げせん断実験を行った。㻌
「鉄筋コンクリート構造計算規準・同解説」による曲げひび割れ耐力の算定式と実験より得られた結果を比較した結果、㻾㻯規
準による算定式で精度良く評価できたが、軸圧縮力比㻜㻚㻠㻜において過大評価になる傾向が見られた。曲げ終局耐力の略算式として応力ブロックを用いた簡略な式で曲げ終局耐力を、精算解として平面保持仮定に基づいた断面解析により曲げ終局耐力を求めた。略算式と平面保持解析による計算式を用いて実験結果に対する評価を行った。両計算式ともほぼ同じ値を示した。軸力比が大きくなるにつれ実験値を過大評価した。㻌
㻌㻌㻌Experimental study on structural performance of precast prestressed concrete column using
unbound tendons㻌㻌

Abstract
Unbonded precast prestressed concrete has the following features: it does not inject grout into the sheath
tube; it has structural performance such as high criterion crack control by prestressed force and high origin
directivity with little residual deformation; it is assembled in the factory and at the construction site.
Construction time will be shortened and productivity will be improved. In order to obtain basic data on thebending performance of unbonded PCaPC columns by crimp joining using high-strength concrete, bending
shear experiments with antisymmetric force were carried out.
As a result of comparing the calculation formula of the flexural cracking proof stress by the “Standards for
Structural Calculation of Steel Reinforced Concrete Structures” and the results obtained from theexperiment, it was possible to make a high-precision evaluation using the calculation formula, but there wasa tendency for overestimation at an axial compression force ratio of 0.40. Ultimate bending endurance wasobtained by a simple equation with stress block and cross-section analysis by plane retention assumption.
The experimental results were evaluated using calculation formulas. Both calculation formulas showedalmost the same value. As the axial force ratio increased, the experimental value was overestimated.㻌
キーワード：㻌

プレストレス，アンボンド，㻌㻌

高強度コンクリート，曲げ耐力㻌㻌 㻌㻌−61−㻌㻌フジタ技術研究報告㻌 第㻡㻠号㻌§１㻚㻌 実験概要㻌

表㻝㻚㻝㻌 試験体一覧

1.1 はじめに&

試験体名アンボンドプレキャストプレストレストコンクリート（以下ア&&

幅E×せい' PP 

ンボンド PCaPC）圧着工法は、シース管内にグラウト注入)F)F

せん断スパン比

残留変形がほとんどない高い原点指向性といった構造性

3&鋼棒本数・径φ

能とプレキャスト部材を建設現場で圧着接合してフレーム組立筋

主筋' 横補強筋6#
（3Z ）

を構築するため工期短縮、生産性が向上するといった特有効ﾌﾟﾚｽﾄﾚｽﾄ力 N1 徴を持っている。
プレストレスは常時荷重下を考慮して導入されることが実験時









初期軸圧縮力 N1） 









多いため梁に関する研究が多く、アンボンド PC 柱部材の& & ×

コンクリート基準強度

をしない工法で、プレストレスト力によるひび割れ制御や&


軸応力σJ 1PP 

研究は少ない。本研究は、高強度コンクリートを用いた圧軸力比σJσ%

着接合によるアンボンド PCaPC 柱の曲げ性能に関する基     表㻝㻚㻞㻌 コンクリートおよび目地モルタルの材料試験結果

礎資料を得ることを目的に、逆対称加力による曲げせん断実験を行った。

圧縮強度
ヤング係数
圧縮強度時歪σ%
×
ポアソン比（）

（1PP ）（1PP）



1.2 実験概要&







&









コンクリ &

試験体一覧を表1.1に示す。実験パラメータは、コンクリー
ト強度、軸圧縮力比である。コンクリート強度は、30～50Fの超高層を想定し、Fc＝80N/mm2と120N/mm2の2種類、軸圧

&



&



&









&



&

&

モルタル &

&

&



ート

縮力比は、長期許容応力度1/3Fcと短期許容応力度2/3Fcを考慮し、0.15、0.25、0.40の3種類とした。
試験体は、図1.1に示す通り、超高層建物の下層階を想定した1/3縮尺である。試験体部は断面が350×350mmで内目地

法 長 さ 2100mm(M/QD=3) の 柱 と し た 。 ス タ ブ 断 面 は900×600mmとし、試験体部とスタブ部分を別々に打設した
後、25mm厚の高強度無収縮モルタルを介して両者をプレストレスにより圧着接合した。試験区間の組立筋は D10

表㻝㻚㻟㻌 鋼材の材料試験結果

（SD295A）の異形普通強度鉄筋、横補強筋はS10(KSS785)の高強度せん断補強筋を使用し50mm間隔（pw=1.63%）で配筋した。PC鋼材はφ17PC鋼棒(C種1号)を4本、定着端間の距離は7300mmとした。目標導入プレストレス力のPC鋼棒
規格降伏耐力に対する比率は0.68とした。シースの内径は30mmとしシースによる断面欠損は全断面積に対して2.31%である。

材料

使用部位

降伏点

引張強度

（1PP） （1PP）

弾性係数
伸び×（）
（1PP）

'

普通強度鉄筋
軸方向筋
（6'）









6

高強度せん断せん断補補強筋
強筋
（.66 ※



φ3&鋼棒（&種号）

※

試験体に用いた各種材料の試験結果を表1.2および表3&鋼材

※はオフセットひずみ時の値

1.3に示す。載荷装置を図1.2に示す。試験体の両端にジャッキで一定軸力を加えながら、逆対称加力を正負交番繰返しで行った。載荷はスタブ間で計測した柱部材角（Rc）で制
せん断補強筋






組立筋'
シースφ

軸力

スパイラル筋'#
目荒し
試験体・スタブ共3&鋼棒φ

W
ジャッキ

負

柱脚（西）㻌

シースφ 3&鋼棒φグラウト
目荒し
試験体・スタブ共スパイラル筋'#
組立筋'

正スタブ  西  試験体  東  スタブ

正










グラウト



6＠

負

柱頭（東）㻌

図㻝㻚㻝㻌 試験体配筋図㻌

図㻝㻚㻞㻌 載荷装置図㻌
−62−－㻞－㻌

軸力
W
ジャッキ

アンボンドプレキャストプレストレストコンクリート柱の構造性能に関する実験的研究㻌

御 し 、 Rc が 1/800 で 1 回 、 1/400 、 1/200 、 1/133 、 1/100 、び 0.229%時）後、曲げひび割れ発生前に最大耐力（Rc

1/66.7、1/50、1/33、1/25で、それぞれ正負各2回、1/16.7で10.502%および 0.439%時）に達した。最大耐力に達した後、回の交番載荷を行った。

試験体端部のコンクリートが急激に圧壊し軸力保持能力を喪失した。

§２㻚㻌 実験結果㻌

2.2 柱せん断力-部材角関係

2.1ひび割れ状況

図2.3に各試験体のせん断力と部材角関係を示す。○は最大耐力時のひび割れ状況を図 2.1 に、最終ひび割

初曲げひび割れ発生時、▲は最大耐力を示す。

れ状況を図 2.2 にそれぞれ示す。

表2.1に初曲げひび割れ時せん断力および部材角、表2.2大せん断力および最大せん断力時部材角をそれぞれ

㻔㻝㻕 軸力比㻜㻚㻝㻡の試験体㻌
軸力比 0.15 の試験体 C80-015 および C120-015 は、目地部に離間と思われるひび割れが発生（Rc 0.116%お示す。
2.3 曲げひび割れ耐力

よび 0.126%時）し、その後試験体に曲げひび割れが発生

実験より得られた曲げひび割れ耐力と「鉄筋コンクリート（Rc 0.134%および 0.267%時）した。曲げひび割れ発生本

構造計算規準・同解説」による式(1)の計算値との比較結果数が増えた後、最大耐力（Rc 0.861%および 0.753%時）にを図2.4(a)に示す。実験値/計算値を縦軸に、軸圧縮力比を達した。最大耐力に達した後、試験体端部にコンクリート横軸にとったものを図2.4(b)に示す。
𝑀𝑀𝑐𝑐 = 0.56√𝜎𝜎𝐵𝐵 𝑍𝑍 +の圧壊による縦ひび割れが発生しせん断力は徐々に低下した。

𝑄𝑄𝑐𝑐 =

㻔㻞㻕 軸力比㻜㻚㻞㻡の試験体㻌
軸力比 0.25 の試験体 C80-025 および C120-025 は目2𝑀𝑀𝑐𝑐(𝑁𝑁+𝑃𝑃𝑒𝑒)⋅𝐷𝐷(1)

6

𝐿𝐿−2𝐿𝐿𝑐𝑐(2)

ここで、σ：コンクリート圧縮強度、：断面係数、：軸力、び 0.120%時）し、その後試験体に曲げひび割れが発生

 ： プ レ ス ト レ ス ト 力 、  ： 部 材 せ い 、  ： ク リ ア ス パ ン（Rc 0.274%および 0.334%時）した。曲げひび割れ発生本る。図㻞㻚㻠㻔㼎㻕より軸力比㻜㻚㻝㻡および㻜㻚㻞㻡ではあまり影響は見

地部に離間と思われるひび割れが発生（Rc 0.143%およ数が増えた後、最大耐力（Rc 0.645%および 0.670%時）に達した。最大耐力に達した後、試験体端部にコンクリートの圧壊による縦ひび割れが発生しせん断力は徐々に低下した。最大耐力以降のせん断力の低下は軸力比 0.15よりも大きかった。

（㻞㻝㻜㻜㼙㼙）、/ ：スタブからひび割れまでの距離である。㻌

図㻞㻚㻠㻔㼍㻕より、平均値が㻝㻚㻜㻤となり精度良く評価できていられないが、軸力比㻜㻚㻠㻜のときに右肩下がりの傾向が見られ、実験値に対して過大評価となることがわかる。㻌
2.4 曲げ終局耐力
㻔㻝㻕 略算式㻌
曲げ終局耐力を求める略算式として、㻭㻯㻵規準応力ブロ

㻔㻟㻕 軸力比㻜㻚㻠㻜の試験体㻌
軸力比 0.40 の試験体 C80-040 および C120-040 は目地部に離間と思われるひび割れが発生（Rc 0.133%およックを用いてコンクリート圧縮合力を計算すると、普通強度
鉄筋の存在を無視すれば式㻔㻟㻕に示すようにが一意に定
600

500264㻯㻤㻜㻙㻜㻝㻡㻌
㻌㻯㻝㻞㻜㻙㻜㻝㻡㻌㻌

0-145-250-263-500-6-4500

㻯㻤㻜㻙㻜㻝㻡㻌
㻌㻯㻝㻞㻜㻙㻜㻝㻡㻌㻌㻯㻤㻜㻙㻜㻞㻡㻌
㻌㻯㻝㻞㻜㻙㻜㻞㻡㻌㻌

0-6-26940

試験体㻯㻤㻜㻙㻜㻠㻜㻌449

㻌4420-300-451-482-600

46-6㻌

-4-202部材角(％)

試験体㻯㻝㻞㻜㻙㻜㻠㻜㻌図㻞㻚㻟㻌 せん断力－部材角関係㻌
−63−－㻟－㻌6300せん断力(kN)

せん断力(kN)㻯㻝㻞㻜㻙㻜㻠㻜㻌㻯㻤㻜㻙㻜㻠㻜㻌図㻞㻚㻞㻌 最終ひび割れ状況（柱上面）㻌

4

試験体㻯㻝㻞㻜㻙㻜㻞㻡㻌-390-202部材角(％)-202部材角(％)

600

0-4-4

㻌

-250-6-389-468-66381-500

㻌

464-600

286

250

6333-300

試験体㻯㻤㻜㻙㻜㻞㻡㻌500

4試験体㻯㻝㻞㻜㻙㻜㻝㻡㻌-361-202部材角(％)-202部材角(％)

600

0-4-4

㻌

300

-250-6-268-366-600

6347-500

㻌

4288250

㻯㻤㻜㻙㻜㻠㻜㻌㻯㻝㻞㻜㻙㻜㻠㻜㻌図㻞㻚㻝㻌 最大耐力時ひび割れ状況（柱上面）㻌
㻌-202部材角(％)

278-300

試験体㻯㻤㻜㻙㻜㻝㻡㻌㻯㻝㻞㻜㻙㻜㻞㻡㻌㻌
せん断力(kN)㻯㻤㻜㻙㻜㻞㻡㻌
㻌

せん断力(kN)

㻌376

300

178

せん断力(kN)㻌

せん断力(kN)250

46㻌

フジタ技術研究報告㻌 第㻡㻠号㻌スタブ弾塑性ばね要素（コンクリート）
剛体

表㻞㻚㻝㻌 初曲げひび割れ時せん断力および部材角㻌&

正側


負側


平均


正側


&
&








&
&




&

－











部材角（）
負側


平均






－

最大せん断力（N1）

正側&
&

節点$&




































変動係数：



C120-040
C80-040

200200図㻞㻚㻡㻌 平面保持仮定に基づいた断面解析モデル図㻌



部から導入された後、試験体部の軸力が൅となるように

した。㻌




㻔㻟㻕 実験結果と計算結果の比較㻌

実験より得られた最大せん断力の正負平均値を  、

㻭㻯㻵規準応力ブロックを用いた計算結果を ͳ、柱端部を1

㻹㻿㻛㻲㼕㼎㼑㼞モデルとした平面保持解析による計算結果を0.8

400600
計算値（kN）

0.40800ʹとして、各評価法による計算結果との比較を図㻞㻚㻢にそ

0.6

0.20



1.2



標準偏差：

400

0

コアコンクリート

1.4

実験値/計算値

平均：

実験値（kN）





弾塑性ばね（ＰＣ鋼棒）

平均



実験値/計算値

600

負側





&
&

正側

節点%


被りコンクリート

最大せん断力時部材角（）

平均

/S/S



&

800

負側

剛体軸力Ｎ

表㻞㻚㻞㻌 最大せん断力および最大せん断力時部材角㻌試験体

加力点加力点

スタブせん断ばね（弾性）

せん断力（N1）

試験体㻌

試験体部

C80-015
C120-01500.1

㻌

㻔㼍㻕㻌

C80-025
C120-025

C80-040
C120-040

0.20.3
軸力比0.4

れぞれ示す。㻭㻯㻵規準ブロックの略算式では実験値が計算値の㻜㻚㻣㻣～㻝㻚㻝㻡倍となっており、軸力比が小さければ実験0.5

㻌

㻔㼎㻕㻌

値が大きくなり精度良く評価できている。軸力比が大きくな

図㻞㻚㻠㻌 ひび割れ耐力実験値と計算値の比較㻌

ると計算値が大きくなり実験結果をあまり良好に評価していまる。その結果、式㻔㻠㻕で表されるような非常に簡略な式で曲るとはいえない。平面保持解析については実験値が計算値の㻜㻚㻣㻠～㻝㻚㻝㻞倍となっており、傾向は略算式の計算結果

𝑋𝑋𝑛𝑛 =

𝑁𝑁+𝑃𝑃𝑒𝑒𝑀𝑀𝑢𝑢.𝑝𝑝𝑒𝑒 = (𝑁𝑁 + 𝑃𝑃𝑒𝑒 )𝑐𝑐𝑐𝑐𝑐𝑐1𝑄𝑄𝑢𝑢 =(3)′0.85𝑓𝑓𝑐𝑐 ⋅𝑏𝑏⋅𝛽𝛽12𝑀𝑀𝑢𝑢.𝑝𝑝𝑒𝑒
𝐿𝐿

𝐷𝐷−𝛽𝛽1 ∙𝑋𝑋𝑛𝑛2(4)(5)

ここで、：中立軸位置、：プレストレスト力、f’ ：コンクリート

圧縮強度、㻦部材せい、部材幅、βͳ：㻭㻯㻵規準コンクリートと同様となった。㻌
図㻞㻚㻣に平面保持解析結果についてコンクリート強度とモルタル強度および軸力比について整理した。試験体は圧着工法を用いているため、試験体コンクリート強度と目地モルタルの強度に差が生じている。この強度差と実験値と計算値の差に関しては、相関は見られなかった。軸力比が大きくなるにつれ計算値と実験値の差が大きくなった。

ブロック係数㻔βͳ㻩㻜㻚㻢㻡㻕である。㻌

㻔㻞㻕 平面保持仮定に基づいた断面解析㻌

づいた断面解析を行った。図㻞㻚㻡に解析モデルを示す。節点㻭～㻮で㻼㻯㼍㻼㻯柱を模擬した。アンボンド㻼㻯㼍㻼㻯柱の曲げ変形は、ほとんどが部材端部と目地部を境界としたロッキ800

実験値 expQu（kN）

曲げ終局耐力を求める精算解として、平面保持仮定に基6000

200400600
計算値 cal1Qu（kN）

標準偏差：



変動係数：



400
20000800

200400600
計算値 cal2Qu（kN）

800

図㻞㻚㻢㻌 計算結果と実験結果の比較㻌
1.4

1.4

1.21.2

実験値 expQu / 計算値 cal2Qu

㻼㻯鋼棒は引張側のみの軸ばねモデルとしてスタブの端変動係数：

実験値/計算値
平均：

600

㻔左：㻭㻯㻵ブロック略算式，右：平面保持解析㻕㻌
実験値 expQu / 計算値 cal2Qu

ルを用いた。㻌



200ねを設置する㻹㻿㻛㻲㼕㼎㼑㼞要素としてモデル化した。㻌

ファインド効果を考慮し、材料モデルを修正㻷㼑㼚㼠㻙㻼㼍㼞㼗モデ

標準偏差：0領域（等価な塑性ヒンジ長さ㻩㻜㻚㻝）の断面を分割したばとし、コアコンクリートはせん断補強筋で拘束されるためコン



400

ング変形によるものであると仮定し、部材端部の変形集中㻹㻿㻛㻲㼕㼎㼑㼞要素は被りコンクリートとコアコンクリートの要素

800

実験値/計算値
平均：

実験値 expQu（kN）

げ終局耐力を算定することできる。㻌

10.80.60.40.200部間に設けた。初期応力を与えておき、軸力がスタブ端

0.5
11.52目地モルタル強度/コンクリート強度10.80.60.40.2000.10.20.3
軸力比 η0.4

図㻞㻚㻣㻌 平面保持解析計算結果と実験結果の比較㻌
−64−－㻠－㻌

0.5

アンボンドプレキャストプレストレストコンクリート柱の構造性能に関する実験的研究㻌

§３㻚㻌 変形性能㻌
3.1 はじめに㻼㻯部材は㻾㻯部材と比べてループ幅の狭い㻿字型の履歴復元力特性を示し、エネルギー吸収も少ないとされている。

軸力、：断面係数である。㻌

また、離間時部材角 は次式となる。㻌
𝑅𝑅𝑐𝑐𝑐𝑐 =𝑄𝑄𝑐𝑐𝑐𝑐(11)

𝐾𝐾𝑒𝑒

㻔㻟㻕 曲げ終局点㼁㻌

しかし、これは主に梁で得られた知見であり、柱部材に対し曲げ終局時のせん断耐力は平面保持仮定のもとで求めての検討はあまり行われていない。そこで、文献㼇㻝㼉で提案た計算値を用いる。曲げ終局時の部材角は、図㻟㻚㻞に示すされている骨格曲線による計算結果と実験結果との比較を曲げ、せん断の㻞つの変形成分の和として式㻔㻝㻞㻕で求める。㻌

行い、柱部材での変形性能を明らかにする。㻌
谷ら㼇㻝㼉による骨格曲線の計算方法について以下に説明する。

ここで、Ǥ：曲げ変形による部材角、Ǥ：せん断変形による部材角である。それぞれの変形成分の計算方法について以下に示す。㻌

㻔㻝㻕 初期剛性㻷㼑㻌
アンボンド部材が逆対称曲げを受ける場合は、離間が発生するまでは㻼㻯鋼材にひずみ増分は発生しないので、㻼㻯鋼材の剛性は考慮しない。また、シース内にグラウトが充填されていないため、シースによるコンクリートの断面欠損を考慮する。曲げ弾性剛性Ǥおよびせん断弾性剛性Ǥは，それぞれ次式で与えられている。㻌
𝐾𝐾𝑒𝑒.𝑓𝑓 =12𝐸𝐸𝑐𝑐 ∙𝐼𝐼𝑒𝑒𝐿𝐿2𝐾𝐾𝑒𝑒.𝑠𝑠 = 𝐺𝐺 ∙ 𝑏𝑏 ∙ 𝐷𝐷

㻔㻠㻕 曲げ終局点における曲げ変形（㻾㼡㻚㼒）㻌
平面保持仮定のもとで求めた曲げ終局耐力時の中立軸位置から、式㻔㻝㻟㻕によって曲げ終局時の危険断面位置における曲率𝜙𝜙𝑢𝑢 が計算できる。ここで図㻟㻚㻟に示すように部材の両端に塑性ヒンジ領域を設定し、①塑性ヒンジ領域内では曲げ終局時曲率は一定である、②それ以外の領域は弾性範囲内にある、と仮定すると、曲げ変形による部材角Ǥ

(6)は式㻔㻥㻕により算出できる。塑性ヒンジ領域長さ㻸㼜は作用す(7)

る軸圧縮力等の諸条件によって異なると考えられるが全てここで、 ：コンクリートの弾性係数、 ：コンクリートの断面部材せいに等しいものとした。㻌

㻞次モーメント、 ：せん断弾性係数(=比（＝㻝㻛㻢）、：柱せいである。㻌

𝐸𝐸𝑐𝑐)，𝜈𝜈：ポアソン

𝐾𝐾𝑒𝑒.𝑓𝑓 ∙𝐾𝐾𝑒𝑒.𝑠𝑠

𝐾𝐾𝑒𝑒.𝑓𝑓 +𝐾𝐾𝑒𝑒.𝑠𝑠

㻔㻞㻕 離間点㻯㻌

=1(8)

𝐿𝐿2
1+12𝐸𝐸𝑐𝑐 ∙𝐼𝐼𝑒𝑒 𝐺𝐺∙𝑏𝑏∙𝐷𝐷を負担できない。したがって、一体打ち部材の曲げひび割れ点に代わり、引張縁の合力が㻜となる時点を離間点として定義している。㻼㻯鋼材が対称配置されている場合の離間時せん断力 は次式で与えられている。㻌
𝑍𝑍 =𝐼𝐼𝑒𝑒

𝑃𝑃𝑖𝑖

𝐸𝐸𝑐𝑐 ∙𝐴𝐴𝑐𝑐+𝑁𝑁

𝐸𝐸𝑐𝑐 ∙𝐴𝐴𝑐𝑐

𝐿𝐿4FU

(14)

断耐力（㻭㻯㻵ブロックの計算値）㻌

せん断変形は鋼材の存在は無視し均一なコンクリートであり弾性であると仮定すると、曲げ終局時のせん断変形による部材角Ǥは次式で与えられている。㻌
𝑅𝑅𝑢𝑢.𝑠𝑠 = 𝛾𝛾𝑢𝑢 =𝑄𝑄𝑢𝑢𝑏𝑏∙𝐷𝐷∙𝐺𝐺

(9)

𝐿𝐿/2

㻔㻢㻕 最大耐力後の下り勾配㼗㻓㻌比の項を次式のように追加している。㻌
𝑘𝑘′(10)

𝐷𝐷/2

5XI(15)

文献㼇㻞㼉で示された下り勾配式との連続性を考慮し軸力

𝐸𝐸 ∙𝑍𝑍) ∙ 𝑐𝑐𝑘𝑘𝑒𝑒(16)= −0.04𝜂𝜂𝑝𝑝 − 0.11𝜂𝜂𝑁𝑁 + 0.004
0X

φX/Sヒンジ領域（ '）//S

5XV& 離間点

弾性領域

/Sヒンジ領域（ '）.H
0X

5X

図㻟㻚㻝㻌 骨格曲線㻌

]クリアスパン、：塑性ヒンジ領域長さ、：曲げ終局時せん

8 曲げ終局点

 5FU

3𝐸𝐸𝑐𝑐 ∙𝐼𝐼𝑒𝑒

ここで、 ：コンクリート圧縮強度時歪（材料試験値）、：

ここで、軸力載荷前の有効プレストレス力、：初期導入

4X

2𝑄𝑄ｕ (𝐿𝐿⁄2−𝐿𝐿𝑝𝑝)3

㻔㻡㻕 曲げ終局点におけるせん断変形（㻾㼡㻚㼟）㻌

㻼㻯㼍㻼㻯部材では、コンクリートは接合面において引張力

𝑄𝑄𝑐𝑐𝑐𝑐 = (1𝑅𝑅𝑢𝑢.𝑓𝑓 = [𝜙𝜙𝑢𝑢 {𝐿𝐿2𝑝𝑝 + 𝐿𝐿𝑝𝑝 (𝐿𝐿 − 2𝐿𝐿𝑝𝑝 )} +2(1+𝜈𝜈)

したがって、初期剛性は次式で計算することができる。㻌

(13)

𝜙𝜙𝑢𝑢 = 𝜀𝜀𝑐𝑐𝑐𝑐 ⁄𝑥𝑥𝑛𝑛

㻞次モーメント、 ：シース断面欠損を考慮した等価有効断面𝐾𝐾𝑒𝑒 =(12)𝑅𝑅𝑢𝑢 = 𝑅𝑅𝑢𝑢.𝑓𝑓 + 𝑅𝑅𝑢𝑢.𝑠𝑠

3.2 骨格曲線

図㻟㻚㻞㻌 変形成分㻌φX

図㻟㻚㻟㻌 曲げ終局時における−65−－㻡－㻌

分布及び曲率分布仮定㻌

フジタ技術研究報告㻌 第㻡㻠号㻌

ここで、̵：最大耐力後の下り勾配、：初期剛性、：有結果をよく反映できているが、㻜㻚㻝㻡 は折れ点のせん

効プレストレス力比、：軸力比である。㻌

断力は小さい値となった。㻌

3.3 計算結果と実験値の比較②

表㻟㻚㻝に各特性点の計算結果を、図㻟㻚㻠に骨格曲線の計験値と同じ値となったが、軸力比が大きい試験体は算結果と実験値をそれぞれ示す。㻌
①

実験結果より計算結果が大きくなった。曲げ耐力時

離間点を第一折れ点とすると、軸力比 㻜㻚㻞㻡 は実験の部材角はほぼ実験値と同じ値となった。㻌

表㻟㻚㻝㻌 骨格曲線の特性値一覧（計算値）㻌
離間時
初期剛性
せん断力 部材角
試験体 .H×10 
4FU
5FU
N1UDG 
N1 
&
&

&&
&&

曲げ終局時
せん断力 部材角4X
5X
N1 






-1.5-0.5

せん断力(kN)㻌

§４㻚㻌 まとめ㻌


体のアンボンドPCaPC圧着柱に対して、逆対称曲げを与え

軸圧縮力比、コンクリート強度を実験パラメータとして計6る実験を行った。実験の結果、以下の知見を得た。
(1)柱上面には軸力比、コンクリート強度が大きいほどひび割れが多く発生した。
(2)㻌 軸力比0.40ではRc=6.0%になる前に破壊に至り、軸力が保持できず載荷を終了した。これは、軸力比が大きい

600800400

600200400

せん断力(kN)

試験体ほど曲げひび割れ発生前に圧縮による縦ひび割れが発生したためである。
(3) 曲げひび割れ耐力に関して、㻾㻯規準による曲げひ200-1.0%
0.5-200-0.5%1.5
部材角(%)-600

000.0%
0.5%-1.5-0.50.5-200-200-400-400-400-600-600

1.5%び割れ耐力の算定式と実験より得られた結果を比較した結

1.0%

1.5
部材角(%)

果、㻾㻯規準による算定式で精度良く評価できたが、軸圧縮力比㻜㻚㻠㻜において過大評価になる傾向が見られた。㻌

-800

㻌

㻯㻤㻜㻙㻜㻝㻡㻌
600




N1UDG 

㻌㻯㻝㻞㻜㻙㻜㻝㻡㻌800

せん断力(kN)㻌-0.5

参㻌 考㻌 文㻌 献㻌

200

0-1.5

る計算式を用いて実験結果に対する評価を行った。両計算値を過大評価した。

400200(4)㻌 曲げ終局耐力に関して、略算式と平面保持解析によ式ともほぼ同じ値を示した。軸力比が大きくなるにつれ実験

せん断力(kN)

600

4001)

00.5-200

1.5
部材角(%)-1.5-0.5-200

0.51.5部材角(%)

2)-400-400-800㻌

㻯㻤㻜㻙㻜㻞㻡㻌

800

せん断力(kN)

200

ひとこと
アンボンドPC柱に対する研究はほとんど行われていない。PC

せん断力(kN)

600

鋼棒をアンボンドにすることによ400

り大変形時においてもPC鋼棒を

200

0-0.5

㻌

㻯㻝㻞㻜㻙㻜㻞㻡㻌

400-1.5

谷昌典：プレキャストプレストレストコンクリート圧着柱部材に関する研究、京都大学学位請求論文、2008
西山峰広：プレストレストコンクリート建築構造物の地震応答と耐震設計、京都大学学位請求論文、㼜㼜㻚㻝㻡㻡㻙㻝㻤㻟、㻝㻥㻥㻟

㻌

-600

-600

600

下り勾配は、各試験体の計算値と実験結果は概ね一致した。㻌

㻌2000


③

最大耐力
後剛性.’×10

計算値
曲げ降伏点(計算値)

400-1.5%

実験値
離間点(計算値)
最大耐力点(実験値)

600



曲げ耐力の値は軸力比が小さい試験体は概ね実弾性範囲内に保持することが可

00.5-200

1.5部材角(%)-1.5-0.5-2000.5能であり、復元力を高めることが1.5部材角(%)

できるため、実用化に向けて研-400-400-600㻯㻤㻜㻙㻜㻠㻜㻌

大庭 正俊-600

㻌

-800

㻌

㻌㻯㻝㻞㻜㻙㻜㻠㻜㻌図㻟㻚㻠㻌 実験結果と骨格曲線の重ね合わせ㻌−66−－㻢－㻌

究開発を進めていきたい。