フジタ技術研究報告第 43 号 2007 年

ドリリングタッピンねじ接合を用いた鉄骨ラチス柱の耐震補強工法の開発(その２) 鋼板補強した部材の構造性能確認実験

桂大輔

佐 々 木 聡佐々木康人
秋 山 茂 雄
概浅野孝

*1

*1

要

本報告では(その 1)に続き，生産施設の柱の耐震補強工法について，ラチス柱に，鋼板を柱端部では溶接接合し，柱中間部ではドリリングタッピンねじ接合することにより補強した柱部材の耐震性能を確認することを目的とした静的繰返し加力実験を行った。実験の結果，上記補強試験体は，無補強試験体に比べ耐力が大幅に上昇した。柱部材の最大耐力および変形能力は鋼構造限界状態設計指針・同解説の幅厚比区分の P-Ⅱ相当として評価できる。
また，ドリリングタッピンねじ接合部を連続するせん断ばねにモデル化した補強鋼板と既存部材とのずれ変位を考慮した解析モデルを提案し，部材の力学的挙動について考察した。モデル化により，既存部材と補強鋼板のずれ変位や部材剛性，ドリリングタッピンねじに生じるせん断力を予測することでき，ドリリングタッピンねじ接合部の設計が可能になる。

Seismic Retrofit Method for Latticed Steel Columns
using Steel Plates and Self-drilling Tapping Screws
Part 2. Experiment on Latticed Steel Columns with Steel Plates
Connected by Self-drilling Tapping Screws and Welding
Abstract
In relation to the seismic retrofit method for latticed steel columns of factories described in Part
1, experiments were conducted in order to confirm seismic performance of steel columns
reinforced with steel plates, self-drilling tapping screws and welding.
The strength of the specimen reinforced with steel plates, self-drilling tapping screws andwelding was much higher than the strength of the specimen without reinforcement.
Strength and deformation capacity of columns reinforced by the proposed method can be
estimated by "Recommendation for Limit State Design of Steel Structures (AIJ)", consideringclassification based on the estimation of local buckling relating to width-thickness ratio.
In addition, slip between the latticed steels and the reinforcing plates connected with
self-drilling tapping screws was analyzed by a comparatively simple analysis model.
Slip between the latticed steel and the reinforcing plates, the rigidity of member and the shear
force of self-drilling tapping screws can be explained by the analysis model with an assumptionthat self-drilling tapping screws are modeled as continuous shear spring. As a result, this analysis
model is available for estimation of the shear force of self-drilling tapping screws and the design on
self-drilling tapping screw connections used in the proposed retrofit method.

キーワード： 耐震補強，ラチス柱，ﾄﾞﾘﾘﾝｸﾞﾀｯﾋﾟ

＊１ 設計エンジニアリングセンター 構造設計部

ﾝねじ，耐力，変形性能，剛性－7－フジタ技術研究報告 第 43 号

§１．はじめにねじ接合を用いた鋼板補強（以下，ねじ補強）の効果を確認するため，無補強および溶接接合を用いた鋼板補強

本報ではラチス柱に，鋼板を柱端部では溶接接合し，（以下，溶接補強）の試験体についても実験を行った。試柱中間部ではドリリングタッピンねじ接合することにより補験体の諸元を表 1 に，ねじ補強試験体の形状，寸法を図

強した柱部材の耐震性能を確認することを目的とした静1 に示す。
両端および中央載荷部近傍を除く柱中間部では，補的繰返し加力実験について概要を示す。
また，既存部材と補強鋼材とをドリリングタッピンねじ（以強鋼板とラチス柱主材とをドリリングタッピンねじで接合し，下，ねじ）で接合した部分のにずれ変位について，比較端部はすみ肉溶接で接合している。溶接補強の試験体

的簡単な力学モデルを用いた解析を行ない，ずれ挙動は，このねじで接合している部分もすみ肉溶接としたもの

およびそれが部材の剛性等に与える影響について，そのである。なお，補強鋼板の材軸方向の接合は突合せ溶接

１の H 型鋼の実験と本実験の結果をあわせて検討する。としている。補強試験体の断面を溶接組立ての角形鋼管と見做すとその幅厚比は鋼構造限界状態設計指針・同解§２．実験概要説1)（以下，LSD指針）の幅厚比区分P-Ⅱに相当する。
ドリリングタッピンねじは 8mm 径の HD8（その 1 参照）

試験体は，ほぼ実大の断面を有する柱部材とした。ラとした。ねじのピッチは，柱端部の補強材が曲げモーメン

チス柱の断面形状はロ型柱および I 型柱の 2 種類とした。

トにより降伏した時の軸力に対するねじの最大せん断耐主材(L-90x90x7)

190

10

主材(L-90x90x7)

350

418

補強材(PL9) ラチス(PL-12x65)(a)RB側面図
10190

190

10418

補強材(PL9)
主材(L-90×90×7)(e)断面(RW) (g)断面(IB)ドリリングタッピンね じ

10165 165
368

190

N418

補強材(PL9)190
1850

400 300 4006000185010190

19010418

主材(L-90×90×7)

柱中間部
柱端部
(f)断面(RS5,RS10)

10 140 140 10318

表 1 試験体一覧
断面既存柱試験体補強方法 （せいx幅）
断面(mm)

既存材

補強材

4Ls-90x90x7+2Ls-65x65x6(ﾗﾁｽ)－軸力比
幅厚比 (N/N )
y－ねじ
ねじ1)
ピッチ 耐力比
(mm)
s
－

－

400x400－
溶接50
4Ls-90x90x7
4PL-9x380
46.4
ﾄﾞﾘﾘﾝｸﾞﾀｯﾋﾟﾝねじ
100
0.25
－
－－
－
4Ls-90x90x7
2PL-9x280
溶接－
I型
350x300+PL-12x65(ﾗﾁｽ)
40.9+2PL-9x330
ﾄﾞﾘﾘﾝｸﾞ
IS770+4Ls-40x40x5
ﾀｯﾋﾟﾝねじ1) s =n f Q m /(N y -N end ) , n ：ねじ本数，f Q m ：ねじ1本の最大せん断耐力，N y ：補強鋼材の降伏軸力，N end ：ねじ始端部の補強鋼材がN y のときのねじ終端部の補強鋼材軸力－1.040.53－－

RWRS5RS10IBIW

ロ型

表 2 鋼材の機械的性質
試験片
L-40x40x5
L-65x65x6
L-90x90x7
PL-9
PL-9
PL-12
PL-19

降伏点
引張強さ
板厚(mm)  y (N/mm2)  B (N/mm2)
4.5
331.8
470.9
5.6
302.6
439.8
6.8
301.9
452.6
8.9
298.4
438.2
8.6
280.9
420.3
11.6
274.0
421.7
18.8
254.2
429.7

－8－

補強材(PL9)
主材(L-90×90×7)
補強 山形 鋼

柱中間部
柱端部(i)断面(IS7)

図 1 試験体の形状および寸法－ラチス(PL12×65)

300 300(c)RS5側面図

RB(h)断面(IW)ドリリング タッピンね じ

102Q

1290 90
192

主材(L-90×90×7)(d)断面(RB)(b)RW側面図

300 300

ラチス(PL12×65)

190

ラチス(L-65x65x6)

伸び使用部位(%)
34.2 補強山形鋼
35.5 RB斜材
37.6 主材
43.8 補強鋼材（IW,IS7上下面以外）
45.6 補強鋼材（IW,IS7上下面）
49.0 I型柱斜材，帯板
51.5 中央部，帯板0.76

ドリリングタッピンねじ接合を用いた鉄骨ラチス柱の耐震補強工法の開発
その２ 鋼板補強した部材の構造性能確認実験§３．実験結果

力の総和の比率が RS5,RS10,IS7 それぞれ 1.0, 0.5,0.75 程度となるように設定した。鋼材はすべて SS400 とした。表 2 に鋼材の機械的性質を示す。

表 3 に主要な結果の一覧を示す。写真 1 に RS5 の実載荷方法は，両端をピンおよびピンローラー支持し，一験後の状況を示す。図 2 に局部座屈が発生した側の中定圧縮軸力を作用させ，中央部に繰返し荷重を与える形

央部フェース位置での曲げモーメント－部材角関係を示式とした。軸力は全断面降伏耐力の 0.25 倍とした。

す。また，図 3 には曲げモーメント－部材角関係の求めた骨格曲線を示す。図 3 中には既存部材と補強部材を一体とみなした場合の剛性計算値も併せて示している。ね表 3 実験結果の概要
1)

試験体

正負5)

変形能力
耐力
最大曲げ 局部座屈
最大荷重時 塑性変形3)2)6)4)モーメント 限界耐力 M max /M cc 骨格部材角倍率-3θ u (10 rad)M max (kN m) M cc (kN m)
μ235.6(1.30)
11.14
0.84
(181.1)220.8(1.22)
12.90
1.14
754.9
1.16
9.87
0.59
753.1
1.15
10.27
0.66
739.2
1.13
12.18
0.69
652.6
642.7
0.98
11.87
0.65
738.8
1.13
12.99
0.73
686.4
1.05
11.85
0.58
200.6
(1.75)
12.45
0.74(114.6)201.7(1.76)
17.03
1.39
712.3
1.35
16.73
1.51
697.5
1.32
18.21
1.73
527.7
652.8
1.24
17.94
1.55
665.2
1.26
17.85
1.54

正側
負側
正側
RW
負側
正側
RS5
負側
正側
RS10
負側
正側
IB
負側
正側
IW
負側
正側
IS7
負側1) フェース位置の曲げモーメント 2) P-Δ効果の影響を考慮耐震診断
3) 鋼構造限界状態設計指針・同解説での幅厚比区分P-Ⅱの値（ ）内は耐震改修促進法のための既存鉄骨造建築物の耐震診断
および耐震改修指針・同解説(1996)によるラチス部材の曲げ耐力M pTc
4) ( )内はM cc の代わりにM pTc を用いた 5) フェースからピンの部材角6) μ=(θ u -θ p )/θ p , θ p ：RB,IB以外は局部座屈限界耐力計算値，RB,IBはラチス部材曲げ耐力計算値を剛性の計算値で除した値．
剛性はRW,IWでは既存部材と補強部材を一体として計算した値，
RS5,RS10,IS7ではねじの剛性を考慮して計算した値．

RBRW-20

10 20-10 0
部材角(10-3rad)

30800
600
400
2000-200-400-600-800-30RB
RS5-20800
600
400
2000-200-400-600-800-30IB
IW-20-10 0
10 20部材角(10-3rad)-10 0
10 20部材角(10-3rad)30(b) RS5
曲げモーメント (kN m)

曲げモーメント (kN m)(a) RW

曲げモーメント (kN m)

800
600
400
2000-200-400-600-800-30

曲げモーメント (kN m)

曲げモーメント (kN m)

RB

30

800
600
400
2000-200-400-600-800-30

800
600
400
2000-200-400-600-800-30RB
RS10-20-10 0
10 20部材角(10-3rad)(c) RS10IB
IS7-20(d) IW-10 0
10 20部材角(10-3rad)(e) IS7

図 2 曲げモーメント－部材角関係

30（RS5）
写真 1 実験後の状況－9－30

フジタ技術研究報告 第 43 号

ロ型柱，I 型柱ともに補強試験体は，無補強よりも初期剛性が高くなり，耐力も大幅に増大している。ねじ補強試験体でのねじピッチの違いによる骨格曲線への影響はほとんど見られない。ロ型のねじ補強試験体の剛性は溶接補強よりもやや低い傾向にある。溶接補強試験

800
600
4002000-200-400-600-800-20RB
RWRS5RS10

曲げモーメント (kN m)部に局部座屈が発生する破壊形式であった。

曲げモーメント (kN m)

じ補強，溶接補強とも，曲げ降伏した後，柱端剛性計算値-10010部材角 (10-3rad)

20800
600
4002000-200-400-600-800-20IB
IWIS7

剛性計算値

-10010部材角 (10-3rad)(a) ロ型柱体の剛性は既存部材と補強部材を一体として20(b) I 型柱
図 3 骨格曲線計算した値とよい対応を示している。
1.3

力と曲げモーメントの組合せを受ける材の局部座屈限界耐力との比較を示す。ねじ補強，溶4塑性変形倍率 1.4Mmax/Mcc

図 4 に正負それぞれの最大曲げモーメントとLSD 指針での幅厚比区分 P-Ⅱ条件の軸方向

1.21.1

接補強ともに最大曲げモーメントは局部座屈溶接補強
ねじ補強

1.0

限界耐力を上回っている。ねじ補強試験体の0.9耐力は溶接補強よりもやや低い。
図 5 は塑性変形倍率と幅厚比の関係を示し3540幅厚比

図 4 最大曲げモーメントの実験値と計算値の比較たものである。塑性変形倍率は最大荷重時の2P-Ⅱ

1045

溶接補強
ねじ補強

P-Ⅰ-2
33540
幅厚比45

図 5 塑性変形倍率と幅厚比の関係

骨格部材角 u とLSD指針による局部座屈限界耐力計算値を 4 章の解析から得られる部材剛性で除して§４．解析概要

得 ら れ た 局 部 座 屈 限 界 耐 力 時 部 材 角 p を 用 い て

=( u - p )/ p と定義する。弾性剛性は，ねじ補強では後すみ肉溶接された部分は平面保持の仮定が成り立ち，述するねじのせん断剛性を考慮したモデルで計算した値，部材として一体に挙動すると考えるのに対して，ねじで接合溶接補強では既存部材と補強部材を一体として計算したされた部分の部材は必ずしも平面保持の仮定が成り立つと値とした。塑性変形倍率はねじ補強と溶接補強で同等で，は限らない。そこで，本章では(その 1)の H 形鋼の実験と本0～2 の範囲の値となっており，塑性変形についてもLSD報のラチス柱の実験をあわせて，ねじ接合部のずれ変位を指針のP-Ⅱ条件の部材とほぼ同等の結果となっている。

考慮した力学モデルによる解析を行ない，比較検討を行う。
(1) 解析モデル
解析は不完全合成梁理論2),3)を参考にして，既存部材とQ

軸要素
軸要素

q

曲げ要素
軸要素
曲げ要素

連続的ばね要素

Q
既存軸要素

N 2 +dN

N2Q1M1QQ(a) 試験体 D1,D2

Q1

M 1 +dMq

部材
軸要素

x一体(D1 は無し)
02Q (a) 試験体 D1,D2MN2dx

曲げ要素

L L+L'

曲げ要素

N 2 +dN 2 M+dM(a) 力の釣合い軸要素

N連続的ばね要素
一体軸要素
一体



(b) 試験体 RS5,RS10

u2軸要素

Q

曲げ要素

N軸要素
剛 x

曲げ要素
0L(b) 試験体 RS5,RS10,IS7
図 6 試験体のモデル化（側面）(c) 試験体 IS7
図 7 試験体のモデル化（断面）

－10－w
u1dw
dxrr

(b) 変形の適合
図 8 微小区間

ドリリングタッピンねじ接合を用いた鉄骨ラチス柱の耐震補強工法の開発
その２ 鋼板補強した部材の構造性能確認実験において x=0, L において q=0 の条件から補強鋼材を連続的な弾性せん断ばねにより結合するモデルを用いて行った。試験体のモデル化を材軸方向に関しては図 6 に，断面に関しては図 7 に示す。材中心付近の要素（曲げ要素と称す）と材外縁の要素（軸要素と称す）に分割して考える。曲げ要素と軸要素間はねじを表す連続的ばねC1   e  L ，
  eL となる。
C 2  L
Le ee  e LL

また，曲率d2w/dx2は式(6)で表される。部材の曲げ変形は曲率を積分することにより導出される。

要素により接続される。H型鋼実験の試験体D1,D2 では既存部材を曲げ要素，補強鋼板を軸要素とする。ラチス柱実
験の試験体RS5,RS10,IS7 は加力構面に平行な補強鋼板をd 2w
1 dq1N22kr dx rEA2dx(6)(2) ねじ接合部の剛性

曲げ要素，その他の鋼材を軸要素とする。

ねじ接合部の剛性については，(その 1)の実験からね

材軸方向の微小区間の力の釣り合いと変形の適合を図 8に示す。曲げ要素は曲げモーメントとせん断力を負担する。

じ 1 本あたりとして表 4 の値が得られた。D5 について軸要素は扁平な形状をしているので曲げモーメントとせん

は(その 1)の実験の範囲内では板厚による差異が見られ断力の負担は比較的小さいと考え，軸力のみを負担するもなかったが，HD8 については板厚が大きくなる程剛性のとした。

が大きくなったので，今回用いた板厚の組合せに一番近図 8 を参照して，微小区間の力の釣り合い式(式(1))，構素は離散的ではなく連続的なものとして扱うので，式(7)成方程式(式(2))，変形の適合条件式(式(3))が得られる。

  r(1)du 2
 N 2  EA2 dx
d 2w
 M 1  EI1 2dx
 q  kdw
 u 2  u1dxのように材軸方向単位長さあたりのせん断剛性として扱う。

k(2)nKd(7)

ここで，n：ねじの列数，d：ねじピッチ．
(3)

ずれ変位 (mm) dN 2
 dx  q dM 1  Q  2qr1
 dx
M  M 1  2 N 2 r
Q  Q1

い 6mm-9mm の組合せの結果を用いた。なお，ばね要

ここで，M, Q：部材の曲げモーメント，せん断力，M 1 , Q 1 ：曲げ要素の曲げモーメント，せん断力，N 2 ：軸要素の軸力，0.4

実験値
計算値

0.30.20.1

q：ねじの材軸方向単位長さあたりのせん断力，u 1 , u 2 ：曲げ0

要素，軸要素の材軸方向の変位，：ずれ変位，k：ねじの材0600

1200

軸方向単位長さあたりのせん断剛性，w：部材のたわみ，r：材の弾性係数，I 1 ：曲げ要素の断面 2 次モーメント，A 2 ：軸要素の断面積(片側)である。
式(1),(2),(3)より，式(4)が得られる。

d 2q  kkrQ2kr 2 q 02
dx
EI1 EI1 EA2(a) D2 部材角 1/47 時
ずれ変位 (mm)

曲げ要素と軸要素の図心間距離，dx：微小区間長さ，E：鋼

0.3
0.20.15
0.10.05(4)

00500

1000

1500

2000
2500
3000
加力位置からの距離 (mm)(b) RS5 部材角 1/200 時(5)ずれ変形 (mm)ただし，  

実験値
計算値

0.25

式(4)の解は式(5)となる。

q  C1ex  C2e x  

1800
2400
3000
部材フェースからの距離 (mm)k2kr 2   krQ，である。
 2 EI1EA2 EI1次に境界条件の設定をする。H形鋼試験体は，図 7(a)

0.3
実験値
計算値

0.250.20.150.1に示した材軸方向の座標軸においてx=0 の時q=0，x=L0.05の時M 1 =QL' (L' は図中に示した)の条件から

0  ( e  L   L ' )  ( e  L   L ' )， C2 となる。
C1 L Le eeL  e L

0500

1000

1500
2000
2500
3000
加力位置からの距離 (mm)(c) IS7 部材角 1/200 時

ラチス柱試験体は，図 7(b)に示した材軸方向の座標軸－11－

図 9 ずれ変位分布フジタ技術研究報告 第 43 号§５．実験結果と解析値の比較位と対応した結果が得られた。ラチス材の縦せん断力を考慮しないモデル（図 7(c)）によりねじに作用するせん断

図 9 にずれ変位の分布の実験値と解析値の比較を示力安全側に評価できる。

す。実験値と解析値は概ね対応する結果が得られた。こ§６．まとめの解析によりねじのせん断力を算定することができる。このずれ変位とねじ剛性からねじ 1 本あたりの作用せん断力を求めることにより，ねじ接合部の設計が可能になる。

鉄骨ラチス柱において，鋼板を柱端部では溶接接合し，ばね要素を考慮した剛性の計算値を実験で得られた柱中間部ではドリリングタッピンねじ接合することにより補骨格曲線と比較したものを図 10 に示す。実験値が計算強した柱部材の曲げせん断実験を行った。補強した柱部値を若干下回るものの対応する結果が得られた。

材の幅厚比は鋼構造限界状態設計指針・同解説の幅厚比

RS5,RS10,IS7 では軸要素中で補強鋼板と既存主材を区分の P-Ⅱに相当する。また，その１の H 形鋼の実験結接合するねじも存在するため，これらを別の要素と考える果もあわせて，既存部材と補強鋼材の間のずれ変位を考こともできる。RS5,RS10 に関してはこのねじに作用するせ慮した力学モデルを設定し，実験との比較を行った。

ん断力が比較的小さく，ずれ変位も小さいので，図 7(b)の得られた知見を以下に示す。

ようにモデル化しても大きな違いをを生じない。また IS7 は1) 補強した柱部材は，無補強のラチス柱に比べ，剛性おラチス材がせん断力を負担するが変形が大きくなると補よび耐力が大幅に増大した。

強鋼材のみでせん断力を負担するものと考えられるので，

2) 補強した柱部材の剛性および耐力は，ラチス柱と鋼板補強鋼材のみで伝達されるモデル(図 7(c))によるずれ変の接合を全て溶接接合により行った場合よりも若干低い傾向が見られた。

表 4 ねじ接合部の剛性
ねじ1)3) 補強した柱部材の最大耐力および変形能力は鋼構造

2)

剛性
K (kN/mm)5025

限界状態設計指針・同解説の幅厚比区分の P-Ⅱ相当

D5HD81)(その1)参照
2)最大荷重の2/3の割線剛性(試験したﾃﾞｰﾀの平均的な値)として評価することができる。
4) 既存部材と補強部材間のドリリングタッピンねじ接合部を連続的なせん断ばねに置換した弾性解析モデルを仮定し，ずれ変位およびそれが部材の剛性に与える

荷重 (kN)

D1 剛性計算値( ずれ考慮)影響について考察した。その結果，補強柱およびね300
局部座屈限界耐力

じ接合部の弾性挙動を評価できることを確認した。

200
試験体D2100

参考文献0-1001) 日本建築学会：鋼構造限界状態設計指針・同解説，1998
試験体D1年.

局部座屈限界耐力

2) N. M. Newmark, et. al. ：Tests and Analysis of Composite-200

Beams with Incomplete Interaction, Proceedings of the10(10 -3 rad)-300

D2 剛性計算値( ずれ考慮)

Society for Experimental Stress Analysis, Vol. 9,

部材角

曲げモーメント (kN m)(a) H 形鋼の実験結果
800

RS5 剛性計算値（ずれ考慮)

pp75-92, 1951.
3) 密川栄志，青山博之，岡田恒男：スタッドのせん断ずれをRS10 剛性計算値( ずれ考慮)

考慮した合成ばりの弾塑性解析（その２ 連続体置換に600局部座屈限界耐力よる弾性解析），日本建築学会大会学術講演梗概集，400

pp1555-1556，1973 年 10 月.

2000

ひ と こ と-200
試験体RS5-400-600-800

試験体RS10試験体IS7

生産施設のラチス柱の耐震補強に局部座屈限界耐力加え，トラス梁の耐震補強工法の開発

10(10 -3 rad)IS7 剛性計算線( ずれ考慮)を進めていきたいと思います。

部材角(b) ラチス柱の実験結果
図 10 骨格曲線と剛性計算値の比較
桂 大輔－12－