フジタ技術研究報告㻌第㻡㻠号㻌 㻌 㻞㻜㻝㻤年㻌
㻌

㻌

Ｈ形鋼組柱を外殻に使用した超高層架構システムの開発㻌
その２㻌 柱梁接合部の十字型加力実験㻌㻌㻌
桐 山 㻌 尚 大㻌㻌

佐 々 木 㻌 聡㻌㻌

田 原 㻌 健 一㻌㻌森 㻌 貴 久㻌㻖㻝㻌

平 松 㻌 剛㻌㻖㻝㻌

永 雄 㻌 健 一㻌㻖㻝㻌㻌㻌概㻌 㻌 㻌 㻌 㻌 㻌 要㻌㻌主として超高層建築物に用いることを主眼に置いた，従来のラーメン構造とは異なる架構形式を考案した．この架構システム
は外周構面のせん断剛性を増大させ外殻の構造体に水平力を集中させることを意図し，㻞本の㻴形鋼を短い梁状の部材で接合し組柱を外周部の柱として配置している．その１では，㻝層の柱をモデル化した試験体に逆対称曲げ加力実験を行い，軸力比が全塑性耐力，最大耐力，および軸変形に対する影響について報告した．㻌
本報その２では，部分架構および各構成部材の力学的挙動を確認することを目的とした実験について報告する．組立柱と梁からなる十字形部分架構で，柱と梁それぞれの反曲点位置までをモデル化した試験体に対して加力実験を行った．柱，梁，つなぎ梁のフランジ・ウェブの板厚，およびパネルの板厚をパラメータとして，各部材の耐力比と崩壊型（メカニズム）の関係，つなぎ梁が架構に与える影響について考察し，全塑性耐力，耐力比の評価を行った．㻌
㻌㻌

Study on structural system for high-rise buildings
using coupled H-shaped columns at exterior frames
part. 2 Summary and result of loading test on coupled columns joints㻌
㻌Abstract
A structural system for high-rise building that is different from the conventional moment frame is proposedin this paper. This system aimed to concentrate the lateral force into the exterior frame by using the coupled
H-shaped column on the exterior frame joined with some short beams. In part1, shear loading tests on thecoupled columns of one story were carried out. The plastic strength, ultimate strength and the axial
deformation were evaluated under the influence of the axial force ratio.
In this paper, the experiment to examine the mechanical behavior of partial frame and each component. Aloading experimentｓ ware performed on specimens modeled up to the position of the bending point of each of
the pillar and beam in a cross-shaped partial frame composed of coupled columns and beams. The test
parameters are the section of columns, beams, the thickness of the flange / web of the link-beam, and theplate thickness. The relationship between the strength ratio and the collapse mechanism of each member,
the influence of the link-beam on the frame were examined, and the plastic strength and strength ratio wereevaluated.㻌

キーワード：㻌

超高層建物，㻴形鋼組立柱㻌㻌

骨格曲線，崩壊形㻌
耐力比，塑性率㻌
㻌 㻌㻌

−55−㻌

㻖㻝㻌 大和ハウス工業㻌 総合技術研究所㻌

フジタ技術研究報告㻌 第㻡㻠号㻌§１㻚㻌 はじめに㻌ぎ梁は 㻺㼛㻚㻥 で 㻴㻮㻸㻟㻤㻡、その他は全て 㻿㻺㻠㻥㻜㻮 を用いたその１では、㻝 層の柱をモデル化した試験体に逆対称曲ビルト 㻴 である。柱は 㻺㼛㻚㻥 で 㻴㻮㻸㻟㻤㻡 を用いたビルト 㻴、げ加力実験を行い、軸力比が全塑性耐力、最大耐力、お㻺㼛㻚㻝㻜 では角形鋼管（㼁㻮㻯㻾㻟㻢㻡）、その他は全て 㻿㻺㻠㻥㻜㻮よび軸変形に対する影響について報告した。

を用いたビルト 㻴 である。なお 㻺㼛㻚㻤 は断面が 㻝㻜㻜㻜㼤㻥㻜㼙㼙

本報では、主として各部材の耐力比と崩壊型（メカニズム）の 㻾㻯 スラブを有する完全合成梁とした。また㻌 㻺㼛㻚㻟 では接の関係、つなぎ梁が架構に与える影響、部分架構および合パネルの表裏に 㼠㻩㻥 の補強 㻼㻸 を隅肉溶接して補強し各構成部材の力学的挙動を確認することを目的に実験をた。補強 㻼㻸 の効率は板厚の 㻣㻜％㻝㻕と仮定した。㻌

行った。柱梁接合部実験の概要と結果について報告する。

試験体の計画では柱、梁、つなぎ梁のフランジ・ウェブの板厚、およびパネルの板厚を調整し、各構成部材の耐力§㻞㻚㻌 実験概要㻌

比を変化させた。これは種々のケースの耐力・変形性能お表 㻝 に試験体の諸元、図 㻝 に試験体形状、表 㻞 に素材よび破壊モードを実験的に確認することを意図したもので試験結果を示す。試験体は組立柱と梁からなる 㻝㻞 体の十ある。なお 㻺㼛㻚㻌 㻝㻝 の柱フランジ（㻲㻰）以外は 㻲㻭 または 㻲㻮字形部分架構で、柱と梁それぞれの反曲点位置までモデランクである。㻌
加力計画を図㻞に示す。図㻝のように加力は梁先端のジャッキで与えた（矢印は正加力方向）。㻌

ル化し、柱支点をそれぞれピン支持した。柱と梁の接合形式は 㻺㼛㻚㻌 㻟、㻡 が柱貫通形式、それ以外は梁貫通形式としまた、試験体の安定のため微小な柱軸力を加えた。層間た。梁端接合部はウェブが高力ボルト（㻲㻝㻠㼀）、フランジが溶接接合の現場混用継手とした。つなぎ梁と柱の接合はノ変形角は両側の梁鉛直変位の合計を加力点間距離で除した値とした。

ンスカラップ形式の溶接接合とした。梁とつな㻌

表㻝㻌 試験体一覧
㻺㼛㻌㻝㻌㻞㻌㻟㻌㻠㻌㻡㻌㻢㻌㻣㻌㻤㻌㻥㻌㻝㻜㻌㻝㻝㻌
㻝㻞㻌

梁㻌

つなぎ梁㻌

柱㻌㻮㻴㻙㻟㻜㻜㼤㻟㻜㻜㼤㻝㻢㼤㻝㻢㻌㻮㻴㻙㻟㻜㻜㼤㻟㻜㻜㼤㻝㻥㼤㻝㻥㻌㻮㻴㻙㻟㻜㻜㼤㻟㻜㻜㼤㻝㻢㼤㻝㻢㻌㻮㻴㻙㻡㻜㻜㼤㻞㻞㻜㼤㻥㼤㻝㻥㻌㻮㻴㻙㻡㻜㻜㼤㻞㻞㻜㼤㻝㻥㼤㻝㻥㻌㻮㻴㻙㻡㻜㻜㼤㻞㻞㻜㼤㻥㼤㻝㻢㻌

鋼種㻌㼠㻌㻩㻌㻞㻤㻌㻝㻢㻗㻞㻼㻸㻙㻥㻌㻿㻺㻠㻥㻜㻌㼠㻌㻩㻌㻝㻥㻌㻮㻴㻙㻟㻜㻜㼤㻟㻜㻜㼤㻝㻥㼤㻝㻥㻌㻮㻴㻙㻡㻜㻜㼤㻞㻞㻜㼤㻥㼤㻞㻡㻌㻮㻴㻙㻡㻜㻜㼤㻞㻞㻜㼤㻥㼤㻝㻥㻌㻮㻴㻙㻡㻜㻜㼤㻞㻞㻜㼤㻥㼤㻝㻥㻌㻮㻴㻙㻡㻜㻜㼤㻞㻞㻜㼤㻝㻥㼤㻝㻥㻌㻮㻴㻙㻡㻜㻜㼤㻞㻞㻜㼤㻥㼤㻞㻡㻌㻮㻴㻙㻡㻜㻜㼤㻞㻞㻜㼤㻥㼤㻝㻥㻌パネル㻌

㻮㻴㻙㻡㻜㻜㼤㻞㻞㻜㼤㻥㼤㻝㻥㻌㻮㻴㻙㻡㻜㻜㼤㻞㻞㻜㼤㻞㻞㼤㻝㻥㻌㼠㻌㻩㻌㻟㻢㻌㼠㻌㻩㻌㻝㻥㻌㻮㻴㻙㻟㻜㻜㼤㻟㻜㻜㼤㻝㻢㼤㻝㻢㻌㼠㻌㻩㻌㻞㻤㻌□㻙㻟㻜㻜㼤㻟㻜㻜㼤㻥㻌㻮㻴㻙㻟㻜㻜㼤㻟㻜㻜㼤㻥㼤㻥㻌㻮㻴㻙㻟㻜㻜㼤㻟㻜㻜㼤㻝㻥㼤㻝㻥㻌㼠㻌㻩㻌㻥㻌㻴㻮㻸㻟㻤㻡㻌㼁㻮㻯㻾㻟㻢㻡㻖㻞㻌㼠㻌㻩㻌㻞㻤㻌

㻿㻺㻠㻥㻜㻌

備考㻌
㻌
㻌
柱貫通㻌
㻌
柱貫通㻌
㻌
㻌
合成梁㻖㻝㻌㻌㻌㻌㻌㻖㻝㻌 鉄筋：㻿㻰㻞㻥㻡㻙㻰㻢㻬㻝㻞㻜、コンクリート強度：㻟㻣㻚㻠㻌㻺㻛㼙㼙㻞．㻖㻞㻌 柱の鋼種．他は㻿㻺㻠㻥㻜表㻞素材試験結果
㼠㻌㼇㼙㼙㼉㻌 鋼種㻌 σ㼥㻌㻺㻛㼙㼙㻞㻌 σ㼡㻌㻺㻛㼙㼙㻞㻌使用位置㻖㻝㻌㻟㻟㻢㻌㻡㻟㻟㻌㻤㻙㻮㼣㻌㻥㻌㻟㻤㻡㻌㻡㻞㻠㻌㻝㻝㻙㻸㻮㼣㻌㻝㻢㻌㻝㻥㻌
図㻝試験体および加力方法㻟㻤㻥㻌㻟㻠㻟㻌㻡㻡㻝㻌㻡㻟㻡㻌㻟㻠㻟㻌㻡㻟㻣㻌㻟㻣㻣㻌㻡㻟㻤㻌㻟㻡㻡㻌㻟㻢㻞㻌㻟㻡㻝㻌㻟㻡㻢㻌㻟㻟㻥㻌㻠㻠㻝㻌㻠㻡㻟㻌㻠㻞㻜㻌㻠㻡㻢㻌㻠㻣㻝㻌㻡㻞㻟㻌㻡㻟㻝㻌㻡㻟㻟㻌㻡㻞㻣㻌㻡㻞㻝㻌㻡㻥㻤㻌㻢㻜㻞㻌㻢㻝㻞㻌㻢㻜㻠㻌㻡㻠㻥㻌㻿㻺㻠㻥㻜㻌㻞㻞㻌㻞㻡㻌㻞㻤㻌㻟㻢㻌㻥㻌㻝㻢㻌㻴㻮㻸㻟㻤㻡㻌㻝㻥㻌㻞㻤㻌㻥㻌 㼁㻮㻯㻾㻟㻢㻡㻌㻌㻻㼠㼔㼑㼞㼟㻌㻭㼘㼘㻌
㻝㻙㻡、㻤、㻌㻝㻜㻙㻸㻮㼒㼣、㻌㻝㻝、㻝㻞㻙
㻸㻮㻌
㻠、㻡㻙

㻯㼣、㻼、㻌
㻢㻙㻯㼣、㻌
㻣㻙㻼㻌㻻㼠㼔㼑㼞㼟㻌㻭㼘㼘㻌㻭㼘㼘㻌㻭㼘㼘㻌㻭㼘㼘㻌㻭㼘㼘㻌㻭㼘㼘㻌㻭㼘㼘㻌㻭㼘㼘㻌㻭㼘㼘㻌㻖㻝㻌㻔試験体㻺㼛㻚㻕㻙㻔断面㻕㻔部位㻕㻚㻌 㼒：フランジ、㻌 㼣：ウェブ㻚図㻞加力スケジュール㻌−56−－㻞－㻌

Ｈ形鋼組柱を外殻に使用した超高層架構システムの開発㻌 㻌 その２㻌 柱梁接合部の十字型加力実験㻌

§㻠㻚㻌 実験結果㻌§㻟㻚㻌 メカニズム時層せん断力の評価方法㻌
メカニズム時層せん断力 㻯㻽㼜 の計算方法を示す。計算に

図 㻟 に各試験体の層せん断力―層間変形角関係を示用いた材料強度𝜎𝜎𝑦𝑦 は素材試験結果を用いた。以下の方法

す。また表 㻟 にメカニズム時層せん断力の実験値（ 㻱㻽㼜）とで各部材の応力を求め、想定箇所以外が降伏していない計算値（㻯㻽㼜）、降伏の発生順序、最大耐力 㻱㻽㼡 と破壊モーことを確認し、㻞 本の柱のせん断力の和を 㻯㻽㼜 とした。㻌

ドを示す。なお図 㻟 中の△は梁フランジの破断時の点を、○（㻝）㻌 梁降伏型（㻺㼛㻚㻝～㻡、㻤～㻝㻜、㻝㻞）㻌

は 㻱㻽㼜 の点を示す。なお 㻮㼒・㻯㼒：梁・柱の曲げ降伏、㻸㻮㼟・㻼㼟：つなぎ梁・パネルのせん断降伏を示す。㻌

各部材を弾性とし、梁端フェース位置での曲げモーメン
トが𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝 = 𝑍𝑍𝑝𝑝 ⋅ 𝜎𝜎𝑦𝑦 （フランジ、ウェブの𝜎𝜎𝑦𝑦 の違いを考慮）とな

基本試験体 㻺㼛㻚㻌 㻝 では 㻝㻛㻝㻜㻜㻌 㼞㼍㼐 で梁が降伏し、㻝㻛㻢㻢㻌るときの接合パネルを含む全部材の応力を求めた。㻺㼛㻚㻤 で

㼞㼍㼐 でつなぎ梁が、㻝㻛㻟㻟㻌 㼞㼍㼐 でパネルがせん断降伏した。

は合成梁の正曲げと負曲げの平均値を MpB とした。

㻝㻛㻡㻜㻌 㼞㼍㼐 で梁端フランジの溶接止端部、スカラップ底にそ（㻞）梁・つなぎ梁降伏型（㻺㼛㻚㻌㻢）㻌

れぞれ 㻡㼙㼙、㻣㼙㼙 程度の亀裂が生じ、その後の加力により
2)

つなぎ梁のフェースモーメント MyLB は、
𝑀𝑀𝑦𝑦𝑦𝑦𝑦𝑦 = 𝐴𝐴𝑠𝑠𝑠𝑠𝑠𝑠 ⋅ 𝜎𝜎𝑦𝑦 𝑙𝑙1 ⁄2√3 ⋅ +2𝑍𝑍𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝、𝑓𝑓 𝜎𝜎𝑦𝑦 㻌

亀裂が進展した。そして 㻝㻛㻞㻜㻌㼞㼍㼐 で梁のフランジ・ウェブが局部座屈した後に梁フランジが破断した（写真 㻝）。破断は= 𝑄𝑄𝑦𝑦𝐿𝐿𝐿𝐿 𝑙𝑙𝐿𝐿𝐿𝐿 /2 + 2𝑍𝑍𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝、𝑓𝑓 𝜎𝜎𝑦𝑦 㻔㻝㻕

スカラップ底の亀裂が起点と考えられる。梁降伏が先行しここに、𝐴𝐴𝑠𝑠𝑠𝑠𝑠𝑠 ：つなぎ梁ウェブの断面積（フランジ内法）、た 㻺㼛㻚㻌㻞、㻟、㻝㻜 は 㻺㼛㻚㻌㻝 と概ね同様の破壊過程であり 㻺㼛㻚㻥、ぎ梁の降伏せん断力、𝑙𝑙𝐿𝐿𝐿𝐿 ：つなぎ梁内法長さ、柱㻝本の節点

つなぎ梁ウェブの薄い 㻺㼛㻚㻌 㻢、㻣 ではつなぎ梁のせん断

𝑍𝑍𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝、𝑓𝑓 ：つなぎ梁フランジ単独の塑性断面係数、𝑄𝑄𝑦𝑦𝐿𝐿𝐿𝐿 ： つ な㻝㻞 ではパネルとつなぎ梁の降伏は生じなかった。㻌

モーメント、軸力は以下の式とした。㻌
′′𝑀𝑀𝐶𝐶′ = (𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝+ 𝑀𝑀𝑦𝑦𝑦𝑦𝑦𝑦)/2㻔㻞㼍㻕
𝑁𝑁𝐶𝐶 = (𝑄𝑄𝑝𝑝𝑝𝑝 + 𝑄𝑄𝑦𝑦𝑦𝑦𝑦𝑦 )/2㻔㻞㼎㻕㻌

降伏が梁に先行した（㻝㻛㻝㻜㻜㻌 㼞㼍㼐 加力中）。㻺㼛㻚㻣 ではパネルが 㻝㻛㻢㻢㻌 㼞㼍㼐 で降伏した。両者ともウェブの微小な座屈が生じたがフランジの局部座屈は発生せず破断直前までス

ここに㻹㼜㻮’：大梁の節点モーメント、㻌 㻹㼥㻸㻮’：つなぎ梁の節点

カラップ底に亀裂は見られなかった。㻌

モーメント、㻽㼜㻮㻦㻌 大梁の𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝 到達時せん断力。㻌

パネルが薄い 㻺㼛㻚㻌㻠、㻡 では梁の全塑性（㻝㻛㻝㻜㻜㻌㼞㼍㼐）に続（㻟）パネル・つなぎ梁降伏型（㻺㼛㻚㻌㻣）㻌

きパネルが降伏した（それぞれ 㻝㻛㻡㻜、㻝㻛㻟㻟㻌 㼞㼍㼐 加力中）。

パネルモーメントとつなぎ梁せん断力がそれぞれ MyP、㻺㼛㻚㻠 ではパネル降伏は 㻺㼛㻚㻌㻝 より早く出現した（写真 㻞）。㻌QyLB になると仮定した。MyP は𝑉𝑉𝑃𝑃 をパネル体積（フランジ芯柱のフランジ厚・ウェブ厚が薄い 㻺㼛㻚㻝㻝 ではつなぎ梁の間）として下式とする。
𝑀𝑀𝑦𝑦𝑦𝑦 = 𝑉𝑉𝑃𝑃 𝜎𝜎𝑦𝑦 /√3㻔㻟㻕

せん断降伏（㻝㻛㻝㻜㻜㻌㼞㼍㼐）に続き、柱が降伏した（㻝㻛㻢㻢㻌㼞㼍㼐）。
その後、柱に著しい局部座屈が生じ、徐々に耐力が低下し梁せん断力を QB、パネル面における梁およびつなぎ梁た（写真 㻟）。梁フランジは破断しなかった。㻌

∗、柱せん断力を QC、パネル高の曲げモーメントを𝑀𝑀𝐵𝐵∗ 、𝑀𝑀𝐿𝐿𝐿𝐿㻺㼛㻚㻤 はスラブによる中立軸の上昇および上フランジの変さ（フランジ芯間）を hP とし、下式より QC を求める。
∗𝑀𝑀𝐵𝐵∗ + 𝑀𝑀𝐿𝐿𝐿𝐿− 𝑄𝑄𝑐𝑐 ℎ𝑃𝑃 = 𝑀𝑀𝑦𝑦𝑦𝑦 㻔㻠㻕

形拘束効果により、梁の下フランジにのみスカラップ底に亀裂（㻝㻛㻝㻜㻜㻌㼞㼍㼐 加力中）が生じ、その後破断した。スラブの㻔㻠㻕㻌 つなぎ梁・柱降伏型（㻺㼛㻚㻌㻝㻝）㻌

つなぎ梁が取付く付近にひび割れは少なかった。㻌

柱一本の軸力が NC のとき、柱の降伏時に負担する曲げモーメント（節点位置）は下式による。
𝑀𝑀𝐶𝐶′ = 𝑎𝑎𝑎𝑎𝑦𝑦𝑦𝑦 (1 − 𝑁𝑁𝐶𝐶 ⁄𝑁𝑁𝑦𝑦𝑦𝑦 )㻔㻡㻕§㻡㻚㻌 実験結果の考察㻌

ここに MyC：柱の降伏曲げモーメント、NyC：柱の降伏軸力、a: フェースモーメントと節点モーメントの比。

5.1 各部材の耐力の評価
図㻠に各部材の正側のスケルトン曲線㻟㻕を示す。スケルトン

つなぎ梁の節点モーメントは（lLB：柱芯間距離）′𝑀𝑀𝐿𝐿𝐿𝐿= 𝑄𝑄𝑦𝑦𝑦𝑦𝑦𝑦 ⋅ 𝑙𝑙𝐿𝐿𝐿𝐿 /2 + 2𝑍𝑍𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝、𝑓𝑓 𝜎𝜎𝑦𝑦 㻔㻢㻕

曲線は、実験から得られた各部材のモーメント―変形角関係

梁せん断力 QB は梁の節点までの長さを lB とすると、
𝑄𝑄𝐵𝐵 = 𝑀𝑀𝐵𝐵′ /𝑙𝑙𝐵𝐵 㻔㻤㻕㻌

が㻜㻚㻜㻞㻌 㼞㼍㼐時の接線剛性と初期剛性の交点とした㻞㻕。また、パ

梁の節点位置での曲げモーメント MB’は、′𝑀𝑀𝐵𝐵′ = 2𝑀𝑀𝐶𝐶′ − 𝑀𝑀𝐿𝐿𝐿𝐿
㻔㻣㻕㻺㻯 は式㻔㻥㻕より求めた。㻌

𝑁𝑁𝐶𝐶 = (𝑄𝑄𝐵𝐵 + 𝑄𝑄𝑦𝑦𝐿𝐿𝐿𝐿 )/2㻔㻥㻕㻌（部材が複数あるものは、平均した変形角）より作成している。㻌
梁（㻺㼛㻚㻤以外）の全塑性耐力実験値（添字㻱）については、接線剛性が初期剛性㻝㻛㻡の時とし、㻺㼛㻚㻌㻤については、変形角
ネル・つなぎ梁の全塑性耐力についても、折れ点が明瞭な㻺㼛㻚㻝㻝以外は、㻺㼛㻚㻤と同様の方法とした。柱の全塑性耐力実
験値については、㻌 全塑性耐力に至る前に局部㻌−57−－㻟－㻌フジタ技術研究報告㻌 第㻡㻠号㻌㻔㼍㻕0.06㻌㻺㼛㻚㻌㻝㻌Shear force [kN]0-600-1200-0.06

Bf-0.03
00.03
Story drift angle [rad]㻔㼑㻕Shear force [kN]

1200
6000.06

㻌

LBs+Bf-1200-0.06

CQ p-0.03
00.03
Story drift angle [rad]12000-0.03
00.03
Story drift angle [rad]

0.06

㻌CQ p

Bf-0.03
00.03
Story drift angle [rad]㻺㼛㻚㻌㻥㻌㻔㼖㻕

LBs+Ps0.06

㻌-1200-0.06

Shear force [kN]

CQ p-0.03
00.03
Story drift angle [rad]㻔㼗㻕Bf㻺㼛㻚㻌㻝㻝㻌600

CQ p-0.03
00.03
Story drift angle [rad]1200

LBs+Ps㻺㼛㻚㻌㻝㻜㻌00.06

㻌㻺㼛㻚㻌㻤㻌

㻔㼔㻕

0-600

㻌

㻺㼛㻚㻌㻠㻌

-600

㻺㼛㻚㻌㻣㻌LBs+Cf

0.06

Bf

CQ p-12000.06
㻌 -0.06

-0.03
00.03
Story drift angle [rad]

CQ p

600

CQ p

600

CQ p

-0.03
00.03
Story drift angle [rad]

㻔㼐㻕0

1200

0-1200-0.06

㻌

Bf

1200

㻔㼓㻕

Bf

CQ p

6000.060㻺㼛㻚㻌㻟㻌

-600-1200-0.06

Bf

CQ p-600

LBs+Ps

CQ p

600

㻺㼛㻚㻌㻢㻌-600

CQ p

Bf

㻔㼕㻕0㻔㼒㻕

-600-1200-0.06

1200600-12000.06
㻌 -0.06

-0.03
00.03
Story drift angle [rad]㻔㼏㻕CQ p㻺㼛㻚㻌㻡㻌Bf

CQ p

㻌LBs+Bf

600-600

CQ p

Shear force [kN]

Shear force [kN]

1200
Bf

CQ p0.06

㻺㼛㻚㻌㻞㻌㻔㼎㻕

1200
600

-0.03
00.03
Story drift angle [rad]Bf-1200-0.06

CQ p

Shear force [kN]

-0.03
00.03
Story drift angle [rad]-1200-0.06

0-600

CQ p

Bf

1200

Bf
CQ p

600

Shear force [kN]

-1200-0.06

Shear force [kN]

Bf

0-600

CQ p

Shear force [kN]

0-600

600

1200

Bf

CQ p

Shear force [kN]

600

1200
Bf

CQ p

Shear force [kN]

Shear force [kN]

1200

Bf

CQ p0-600-12000.06
㻌 -0.06

Bf-0.03
00.03
Story drift angle [rad]㻔㼘㻕

CQ p0.06㻌㻺㼛㻚㻌㻝㻞㻌

図㻟 荷重変形関係

写真㻝㻌 㻺㼛㻚㻌㻝の状況

写真㻞㻌 㻺㼛㻚㻌㻠の状況
写真㻟㻌 㻺㼛㻚㻌㻝㻝の状況

表㻟㻌 耐力と崩壊形・破壊モードの計算値と実験結果
メカニズム㻌

終局㻌
実験㻌
実験㻌
㻺㼛㻚㻌
崩壊形㻖㻝㻌
㻯㻽㼜㻌㼇㼗㻺㼉㻌 崩壊形㻌 㻱㻽㼜㻌㼇㼗㻺㼉㻌㻱㻽㼡㻌㼇㼗㻺㼉㻌 破壊モード㻌～㻝㻛㻞㻜㻜㻌 㻝㻛㻝㻜㻜㻌 㻝㻛㻢㻢㻌 㻝㻛㻡㻜㻌 㻝㻛㻟㻟㻌㻝㻛㻞㻜㻌㻝㻌㻡㻜㻟㻌
㻮㼒㻌
㻡㻜㻣㻌㻌
㻮㼒㻌
㻸㻮㼟㻌
㻌㻼㼟㻌
㻌
㻢㻣㻡㻌
梁破断㻌
㻞㻌㻡㻞㻣㻌
㻮㼒㻌
㻡㻝㻢㻌
㻌
㻮㼒㻌
㻌
㻌
㻌
㻸㻮㼟・㻼㼟㻌 㻣㻝㻟㻌梁破断㻌㻟㻌㻡㻜㻝㻌㻮㼒㻌㻡㻞㻤㻌㻌㻮㼒㻌㻌㻌㻸㻮㼟㻌㻼㼟㻌㻣㻝㻢㻌梁破断㻌㻠㻌㻠㻡㻟㻌㻮㼒㻌㻠㻝㻟㻌㻌㻮㼒㻌㻌㻼㼟㻌㻌㻌㻡㻡㻝㻌梁破断㻌㻡㻌㻠㻡㻟㻌㻮㼒㻌㻠㻝㻞㻌㻌㻮㼒㻌㻌㻌 㻸㻮㼟・㻼㼟㻌㻌
㻡㻟㻜㻌
梁破断㻌
㻢㻌㻣㻠㻤㻌 㻸㻮㼟→㻮㼒㻌 㻣㻤㻥㻌㻌㻸㻮㼟・㻮㼒㻌㻌㻌㻼㼟㻌㻌㻝㻜㻠㻡㻌梁破断㻌㻣㻌
㻡㻟㻣㻌 㻼㼟→㻸㻮㼟㻌 㻢㻜㻢㻌㻌㻼㼟・㻸㻮㼟㻌㻌㻌㻮㼒㻌㻌
㻤㻜㻣㻌
梁破断㻌
㻤㻌㻡㻢㻣㻌㻮㼒㻌㻢㻞㻥㻌㻌㻌
㻮㼒・㻸㻮㼟㻌 㻼㼟㻌㻌㻌
㻣㻡㻢㻌
梁破断㻌
㻥㻌㻡㻥㻞㻌㻮㼒㻌㻢㻣㻢㻌㻌㻮㼒㻌㻌㻌㻌㻌㻣㻥㻡㻌梁破断㻌
㻝㻜㻌㻠㻡㻡㻌㻮㼒㻌㻠㻠㻤㻌㻌㻌
㻮㼒㻌
㻸㻮㼟㻌㻌
㻼㼟㻌
㻡㻢㻝㻌
梁破断㻌
㻝㻝㻌㻡㻡㻜㻌 㻸㻮㼟→㻯㼒㻌 㻡㻥㻝㻌㻌㻸㻮㼟㻌㻯㼒㻌
㻌㻌㻌㻢㻞㻠㻌
柱座屈㻌㻝㻞㻌㻡㻝㻟㻌
㻮㼒㻌
㻡㻜㻠㻌
㻌
㻮㼒㻌
㻌
㻌
㻌
㻌
㻢㻣㻝㻌
梁破断㻌
㻖㻝㻮㼒㻌 ：梁曲げ降伏、㻸㻮㼟：つなぎ梁せん断降伏、㻼㼟：パネルせん断降伏、㻯㼒㻌 ：柱曲げ降伏㻌
計算㻌

座屈が発生し耐力低下したため表記していない。計算値㻌

塑性耐力について、実験値と計算値は良好に対応する。㻌（添字㻯）については、その㻠と本報㻠章に示す。㻌
図㻠㻌 㼍より㻺㼛㻚㻣と㻝㻝以外では、梁の変形が大きく、全塑性耐

図㻠㻌㼏より㻺㼛㻚㻝㻝（柱フランジが㻲㻰）では局部座屈が発生し、㻯㻹㼜㻯に達する前に柱が耐力低下した。㻌

図 㻠㻌㼐 よりつなぎ梁が先行して降伏する 㻺㼛㻚㻢、㻝㻝 試験体力について、実験値と計算値は良好に対応している。㻌
㻺㼛㻚㻌 㻣ではパネルの変形が大きく損傷が大きい。図㻠㻌 㼎よりについては、実験値が高い結果となった。
−58−－㻠－㻌

Ｈ形鋼組柱を外殻に使用した超高層架構システムの開発㻌 㻌 その２㻌 柱梁接合部の十字型加力実験㻌

5.2 各部材の損傷
図 㻡 にピーク時における各部材のスケルトン曲線の変形

パネル・つなぎ梁降伏型の 㻺㼛㻚㻌 㻣 では、パネル・つなぎを下式により塑性率とした値の推移を示す。
+−
𝑠𝑠𝑠𝑠 𝑅𝑅𝐶𝐶(𝐵𝐵、𝑃𝑃) + 𝑠𝑠𝑠𝑠 𝑅𝑅𝐶𝐶(𝐵𝐵、𝑃𝑃)=
㻌𝜇𝜇𝑠𝑠𝑠𝑠 𝐶𝐶(𝐵𝐵、𝑃𝑃)
2 ⋅ 𝐶𝐶𝑅𝑅𝑝𝑝𝑝𝑝(𝐵𝐵、𝑃𝑃)

梁の塑性率の上昇が大きく、梁・柱の塑性率が小さい。㻌
つなぎ梁・柱降伏型の 㻺㼛㻚㻝㻝 では、柱が局部座屈で耐力低下したため、スケルトン変形が小さい。また、パネル・ここで、つなぎ梁ではスケルトン変形が大きく梁では小さい。

+
𝑠𝑠𝑠𝑠 𝑅𝑅𝐶𝐶(𝐵𝐵、𝑃𝑃) ：柱（梁、パネル）の正側スケルトンの変形角−
𝑠𝑠𝑠𝑠 𝑅𝑅𝐶𝐶(𝐵𝐵、𝑃𝑃) ：柱（梁、パネル）の負側スケルトンの変形角

5.3 柱梁耐力比とパネル梁耐力比

𝐶𝐶 𝑅𝑅𝑝𝑝𝑝𝑝(𝐵𝐵、𝑃𝑃) ：柱（梁、パネル）の降伏変形角（計算値）

本架構は、つなぎ梁を含むメカニズムが生じるため、下式

なお、㻺㼛㻚㻌 㻝㻝 については、左右パネル（㻼㻺、㻼㻿）の変形がの耐力比を考える。㻌

異なるため、分けて示す。

柱梁耐力比
𝛼𝛼1 = 𝑀𝑀

すべての試験体において、㻝㻛㻝㻜㻜㻌㼞㼍㼐 程度でいずれかの部材が塑性率 㻝 を上回っており、損傷が生じている。㻌

𝛼𝛼2 =㻺㼛㻚㻌㻟 はダブラープレートの補強効率を 㻜㻚㻣 とした場合の𝛼𝛼3 =パネルの有効厚が 㻺㼛㻚㻌㻝 とほぼ同じだが、㻺㼛㻚㻌㻝 よりパネル∑ 𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝

𝑝𝑝𝑝𝑝 +𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝∑ 𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝  㻌𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝∑ 𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝

𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝 −𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝とつなぎ梁の変形が小さい。パネルについては、ダブラー

パネル梁耐力比

プレートの補強効率が 㻜㻚㻣 より大きいと思われる。一方、パ𝛼𝛼4 =ネル剛性が大きいと梁からの入力される節点モーメントの𝛼𝛼5 =柱への分配が大きくなり、つなぎ梁へ分配が小さくなるので、

𝛼𝛼6 =つなぎ梁の変形が小さくなった思われる。㻌

ここで、スラブを有する 㻺㼛㻚㻌㻤 と 㻺㼛㻚㻌㻝 を比較すると、合成梁効果

23450.03

67

 㻌𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝 −𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝

1000



 80.06

90.120.15+ R : Synthetic angle [rad]sk B㻔㼍㻕

0.18

大梁㻌EMyLB600

CMyP400500CMyLB

200

100

10 11 120.09

CMyC

200

Skeleton curve

800

EMyP

MyP [kN･m]

CMpC

MpC [kN･m]

MpB [kN･m]`1𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝∑ 𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝

3004000  

MyLB [kN･m]

400

EMpB
CMpB

8000∑ 𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝

𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝 +𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝∑ 𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝

𝛼𝛼1 、𝛼𝛼4 はそれぞれの接合部まわりについて、つなぎ梁と梁㻌

なぎ梁の塑性率が大きい。

1200

  

𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝 = 1.14𝑍𝑍𝑝𝑝𝑝𝑝 ⋅ 𝜎𝜎𝑦𝑦 ･(1 − 𝑁𝑁𝐶𝐶 ⁄𝑁𝑁𝑦𝑦𝑦𝑦 )：柱の全塑性モーメントによる耐力上昇のため、梁変形が小さく接合部パネルとつ1600  1100㻌

0.03+ R [rad]sk C㻔㼎㻕

柱㻌0㻌

700.03+ R [rad]sk P㻔㼏㻕0.06

パネル㻌

0㻌

60110.03+ R [rad]
sk LB

㻌㻔㼐㻕

つなぎ梁㻌

1/100

1/66

1/50

㻌

1/100

1/66

1/50

㻌

図㻠㻌 各部材のスケルトン曲線㻌

6428

㻔㼍㻕

1/100

1/66

㻺㼛㻚㻌㻝㻌

1/500

㻌

1/400

2

1/200

㻔㼎㻕

1/100

1/66

㻺㼛㻚㻌㻞㻌

1/50

1/200

㻔㼐㻕

1/100

1/66

㻺㼛㻚㻌㻣㻌

1/50

㻌

1/200

㻔㼏㻕

㻺㼛㻚㻌㻟㻌

C
B
PN
PS
LB

6401/400

8422

1/4000㻌C
B
P
LB

64428μμ

1/200

CB
P
LB

6042

1/400

CB
P
LB

6μ08CBP
LB

6μμ8CB
P
LB

μ8

1/400

1/200

㻔㼑㻕

1/1001/66㻺㼛㻚㻌㻤㻌1/50

図㻡㻌 各部材のスケルトン塑性率の推移㻌
−59−－㻡－㻌㻌

01/4001/200㻔㼒㻕㻺㼛㻚㻌㻝㻝㻌フジタ技術研究報告㻌 第㻡㻠号㻌表㻠㻌 耐力比㻌㻺㼛㻚㻌㻝㻌㻞㻌㻟㻌㻠㻌㻡㻌㻢㻌㻣㻌㻤㻌㻥㻌㻝㻜㻌㻝㻝㻌㻝㻞㻌

柱梁耐力比㻌
α㻞㻌α㻟㻌㻜㻚㻥㻜㻌㻝㻚㻝㻣㻌㻝㻚㻢㻣㻌㻝㻚㻝㻠㻌㻝㻚㻠㻤㻌㻞㻚㻝㻟㻌㻜㻚㻤㻥㻌㻝㻚㻝㻢㻌㻝㻚㻢㻢㻌㻝㻚㻟㻟㻌㻝㻚㻣㻥㻌㻞㻚㻣㻡㻌㻝㻚㻟㻝㻌㻝㻚㻣㻤㻌㻞㻚㻣㻡㻌㻝㻚㻝㻜㻌㻝㻚㻞㻡㻌㻝㻚㻠㻣㻌㻝㻚㻝㻞㻌㻝㻚㻞㻠㻌㻝㻚㻠㻤㻌㻜㻚㻣㻤㻌㻜㻚㻥㻥㻌㻝㻚㻟㻟㻌㻝㻚㻜㻝㻌㻝㻚㻟㻟㻌㻝㻚㻥㻣㻌㻜㻚㻤㻜㻌㻝㻚㻜㻠㻌㻝㻚㻡㻜㻌㻜㻚㻡㻞㻌㻜㻚㻢㻜㻌㻜㻚㻢㻥㻌㻝㻚㻜㻟㻌㻝㻚㻠㻜㻌
㻞㻚㻞㻞㻌

α㻝㻌㻌
㻔㼍㻕

𝛼𝛼1 、𝛼𝛼4 㻌

パネル梁耐力比㻌α㻡㻌α㻢㻌㻜㻚㻢㻢㻌㻜㻚㻤㻢㻌㻝㻚㻞㻟㻌㻜㻚㻢㻢㻌㻜㻚㻤㻢㻌㻝㻚㻞㻟㻌㻜㻚㻣㻜㻌㻜㻚㻥㻝㻌㻝㻚㻟㻝㻌㻜㻚㻡㻣㻌㻜㻚㻣㻣㻌㻝㻚㻝㻥㻌㻜㻚㻡㻣㻌㻜㻚㻣㻤㻌㻝㻚㻞㻜㻌㻜㻚㻣㻡㻌㻜㻚㻤㻢㻌㻝㻚㻜㻜㻌㻜㻚㻠㻤㻌㻜㻚㻡㻟㻌㻜㻚㻢㻠㻌㻜㻚㻢㻜㻌㻜㻚㻣㻡㻌㻝㻚㻜㻝㻌㻜㻚㻣㻟㻌㻜㻚㻥㻢㻌㻝㻚㻠㻞㻌㻜㻚㻡㻥㻌㻜㻚㻣㻢㻌㻝㻚㻝㻜㻌㻜㻚㻢㻠㻌㻜㻚㻣㻟㻌㻜㻚㻤㻠㻌㻜㻚㻢㻟㻌㻜㻚㻤㻢㻌㻝㻚㻟㻡㻌

α㻠㻌㻌
㻔㼎㻕

𝛼𝛼2 、𝛼𝛼5 㻌

図㻢㻌 耐力比の考え方㻌㻔㼏㻕

𝛼𝛼3 、𝛼𝛼6 㻌が同じ方向のモーメントであると考えて求めた（図㻢㻔㼍㻕）。𝛼𝛼2 、

㻌
𝛼𝛼1 、𝛼𝛼2 、𝛼𝛼3 と梁塑性率㻌図㻣㻌 柱梁耐力比と梁のスケルトン塑性率㻌

(a)

㻌

㻌

§㻢㻚㻌 まとめ㻌㻔㻝㻕る。㻌

みて負とした（図㻢㻔㼏㻕）。

㻔㻞㻕

図 㻣、図 㻤 に、柱梁耐力比およびパネル梁耐力比と、スケ㻔㻟㻕

プロットが概ね𝛼𝛼2 ≥ 1の範囲で、㻺㼛㻚㻌㻣（パネル降伏）を除き梁の塑性率が充分に大きく、梁降伏先行の検討に対しては概ね有効である。㻌

図 㻤㻔㼍㻕を見ると、𝛼𝛼6 （△）が 㻝 を超える範囲でもパネルの柱梁耐力比、パネル梁耐力比それぞれ 㻟 つの評価式について、塑性率との関係を示した。㻌

㻝 を超えており、㻺㼛㻚㻌 㻣、㻌 㻝㻝 以外の梁降伏型では梁の塑性㻝 未満で塑性化している場合もある。𝛼𝛼2 （●）に注目すると、柱梁接合部の各部材の全塑性耐力については、実験値と計算値は概ね良好に対応した。㻌

図 7 を見ると、概ね𝛼𝛼が 㻝 を超える範囲で梁の塑性率が率 㻠 以上と充分塑性化している。𝛼𝛼1 （□）については、𝛼𝛼1 が在来工法とは異なる柱梁接合部において、梁先行降伏を実験的に確認でき、概ね設計どおりのメカニズムとな

𝛼𝛼6 は、つなぎ梁のモーメントが大梁と逆の方向であることを鑑

ルトン塑性率の関係を示す。

𝛼𝛼4 、𝛼𝛼5 、𝛼𝛼6 と梁塑性率

図㻤㻌 パネル梁耐力比と各部材のスケルトン塑性率の関係㻌

𝛼𝛼5 は、つなぎ梁が降伏しないものとして求めた（図㻢㻔㼎㻕）。𝛼𝛼3 、表  に上式による柱梁耐力比とパネル梁耐力比を示す。

(b)

𝛼𝛼4 、𝛼𝛼5 、𝛼𝛼6 とパネル塑性率㻌参㻌 考㻌 文㻌 献㻌㻝㻕 桑村仁：鋼構造の性能と設計、共立出版、㼜㻚㻟㻝㻡、㻌 㻞㻜㻜㻞㻚㻌㻝㻝㻚㻌㻞㻕 田中清、佐々木康人：極低降伏点鋼を用いたせん断パネル型ダンパーの履歴特性と性能評価法、パッシブ制振構造シンポジウム 㻞㻜㻜㻜、
東京工業大学建築物理研究センター、㼜㼜㻚㻌㻝㻤㻝㻙㻞㻜㻞、㻌 㻞㻜㻜㻜㻚㻟㻌3) 加藤勉、秋山宏、山内泰之：鋼材の応力‐ひずみ履歴曲線に関する実験則、 1973.10.

塑性率が 㻝 を超えるため、パネル降伏の評価式としては不ひとこと適切である。𝛼𝛼5 （●）に注目すると、𝛼𝛼5 が大きくなるにつれてパネルの塑性率が下がり、𝛼𝛼5 が最も小さいプロットも塑性率共に、実物件への早期適用を願が 㻝 をわずかに超える程度である。また、梁の塑性変形にうばかりです。また今後は、生産ついてはいずれも大きく、接合部パネル降伏の有無を検討性を向上させる、新たな構造形する指標としては概ね有効である。㻌

式も提案していきたいと思いま

新しい構造形式を提案すると

㻌㻌
桐山尚大㻌

㻌㻌

−60−－㻢－㻌す。