フジタ技術研究報告第55号㻌 㻌 2019年

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３㻌 直交梁を剛接した接合部の実験

田原 健一
森貴 久

佐々木 聡
*1平 松

剛 *1

永 雄 健 一 *1

概㻌 㻌 㻌 㻌 㻌 㻌 要㻌
超高層建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骨組みに水平力を多く負担させることを意図し、2本のH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。既報その１では、1層の柱をモデル化した試験体に対して逆対称曲げ加力実験について、その2では外周構面のうち柱梁接合部周辺を十字形にモデル化した試験体による実験について報告した。
本構法では、外周構面に直交する方向については、2本のH形鋼柱の弱軸方向であり、また、直交梁が2本の柱の間のつなぎ梁に対して接続するので、ピン接合することが力学的には明確であるが、ここを剛接合としたい場合も設計的に存在する。本報では、外周構面に直交梁を剛接合した柱梁接合部をト形にモデル化した試験体を用いた実験について報告する。

Study on structural system for high-rise buildings
using coupled H-shaped columns on exterior frames
Part 3：Summary and results of loading tests on coupled columns
to transverse H-shaped beam connection
Abstract
A structural system for high-rise buildings that is different from the conventional moment frame isproposed in this paper. This system aimed to concentrate the lateral force into the exterior frame by using acoupled H-shaped column on the exterior frame joined with some short beams. Previous papers (parts 1 and2) reported the results and evaluation of experiments to investigate the basic structural performance of thissystem.
In this construction system, the transverse beam is connected to the connecting beam between the twocolumns. It is mechanically clear to join the transverse beam with a pin joint. However, there are also a cases
where it is desired to make this a rigid joint. In this paper, we report on an experiment using a test specimenof a beam-column joint in which a transverse beam was rigidly joined to this construction system.

キーワード：*1大和ハウス工業㻌 総合技術研究所

超高層建物、Ｈ形鋼組立柱
軸ひずみ、骨格曲線、局部座屈
多軸応力状態−7−

フジタ技術研究報告㻌 第55号

§１㻚㻌 はじめに㻌

上を目的に、ここを剛接合とする場合が考えられる。本稿でチューブ構造や Diagrid 構造 、外周柱を RC 壁柱とし
1)は、この場合の接合部耐力、つなぎ梁の変形状態と直交梁2)た構造 など耐震要素を建物の外周部に集中配置した外変形への影響、応力状態、柱の耐力について検討する。

殻構造は、転倒モーメントへの抵抗性能、コア部の計画§㻞㻚㻌 実験概要㻌の自由度、捩れ剛性の高さなどの利点から、超高層建物加力装置を図 2、試験体形状を図 3、試験体一覧を表の構造として用いられる場合がある。
同様の思想から、超高層建物の外殻部分に使用する

1、使用材料を表 2に示す。試験体は4体である。すべてのための、H 形鋼 2 本を外殻構面方向に並べ、大梁および試験体で柱梁の長さ、柱の間隔、直交梁の断面は共通で、階高の中間レベルで H 形鋼を用いて連結した組立柱のつなぎ梁の断面と接合形式、柱断面が各試験体で異なる。

フレーム（図 1 参照）を開発している。本稿では一連の実試験体1、3、4はつなぎ梁のフランジと通しダイアフラムが一の１つを報告する。組立柱に取付く直交梁は 2 本の体となっており、うち試験体3のみフランジが厚い。試験体2H 形鋼をつなぐ「つなぎ梁」に接続し、ピン接合とすることのみ柱貫通形式の接合でつなぎ梁断面が小さい。試験体4を基本としているが、直交梁のたわみ軽減や層剛性の向は試験体1と柱断面のみ異なる。直交梁はウェブをボルト接

外周構面

正加力

右図
つなぎ梁

ジャッキ

下フランジ
上フランジ支持点芯



直交梁

直交梁

摺動面

直交梁
柱(ES,EN)(a) 架構全体の平面図(b) 部分斜視図

柱(WS,WN)

図 2㻌 加力装置図 1㻌 検討対象
表 1㻌 試験体一覧
試験体1試験体2
試験体3
試験体4
BH－300×300×19×19
BH－300×300×12×12
SH－500×200×9×19
BH－500×350×16×25 BH－500×250×16×25 BH－500×350×16×28 BH－500×350×16×25
つなぎ梁
梁貫通形式
柱貫通形式
梁貫通形式
梁貫通形式
※2
実験
373.0
362.7
375.8
357.2
全塑性耐力※1 kN
計算
354.6
354.6
354.6354.6※1
最大耐力 kN 実験
514.6492.2
510.1494.4
破壊モード
直交梁㻌 梁端破断
直交梁㻌 梁端破断
直交梁㻌 梁端破断 直交梁㻌 フランジ座屈※1：層せん断力に換算，※2：General Yield Point法による柱・パネル部
直交梁

柱(WS)

柱(WS)

つなぎ梁 

直交梁

つなぎ梁

鋼種

柱(EN) パネル 柱(WN)(a) 試験体1，3，4
柱(WS)

柱(WS)

つなぎ梁

SN490B

直交梁

つなぎ梁
柱(EN) パネル 柱(WN)(b) 試験体2
図 3㻌 試験体形状

板厚[mm]
912161925 験3-4)

SN490C2528

表 2㻌 鋼材の力学的性質
降伏耐力 引張強さ 伸び㻌 使用部位
[MPa]
[MPa]
[%]
382
572
17.2 直交梁ウェブ
396
562
19.2 柱フランジ・ウェブ
383
543
22.1 つなぎ梁ウェブ395
548
24.0 柱フランジ、ウェブ
直交梁フランジ、
340
523
26.0
試験体2のつなぎ梁フランジ
試験体1、4のつなぎ梁
359
536
25.9
フランジ兼ダイアフラム
試験体3のつなぎ梁
342
513
26.6
フランジ兼ダイアフラム−8−－2－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３㻌 直交梁を剛接した接合部の実験

合、フランジを工事現場溶接の想定とした（上側レ型開先、の骨格曲線を示す。図中×印は直交梁フランジが全幅に鋼製エンドタブ使用）。

わたって破断した点、点線は直交梁の全塑性耐力の計算

柱端部の一端をピン支持、他端をローラー支持とし、梁の先端付近をジャッキで加力した。載荷パターンは正負交値である。試験体4のみ、破断が見られなかったために負側に引き切った。表 2中に実験結果一覧を示す。

番漸増繰返しとした。図 2右方向を正加力（直交梁上フラン全ての試験体で安定した履歴を描いており、層間変形角ジが圧縮側）とした。すべて、耐力低下が発生するまで加力1/20に至るまで耐力低下を生じなかった。また、全ての試験した。ジャッキ荷重及び各部の変形、ひずみを計測した。

体で全塑性耐力の実験値が直交梁の全塑性耐力の計算値よりやや大きいが概ね対応した。

§㻟㻚㻌 実験結果㻌

図 5に破壊状況の写真を示す。試験体1, 2, 3は直交梁フ3.1 結果の概要

ランジのスカラップ底を起点とした破断、試験体4は直交梁フランジの局部座屈により耐力を喪失した。

600600400400

層せん断力[kN]

層せん断力[kN]

図 4に層せん断力－層間変形角関係と、正負それぞれ

2000-200-400-600-0.08-0.04

00.04

層間変形角[rad]2000-200-400-600-0.080.08-0.04

400

400

2000-200-400-0.04

00.040.08(b) 試験体2600

層せん断力[kN]

層せん断力[kN](a) 試験体1600-600-0.080

層間変形角[rad]0.04

層間変形角[rad]200×0-200-400-600-0.120.08

荷 重変形 関係
正 側骨格 曲線
負 側骨格 曲線
全 塑性耐 力破断-0.08(c) 試験体3-0.040

層間変形角[rad](d) 試験体4
図 4㻌 荷重変形関係と全塑性耐力の計算値(a) 試験体1(b) 試験体2
図 5㻌 破壊状況−9−－3－0.040.08

フジタ技術研究報告 第55号

3.2 つなぎ梁の変形と直交梁の変形に与える影響の平均と、下フランジの同値の差をフランジ芯間距離で除し

図 6はつなぎ梁の断面が異なる試験体1、2について、最た値をつなぎ梁の捩れ角と考える。図 7は直交梁の部材初におよそ全塑性耐力に達した時点（いずれも正側加力角、直交梁の部材角とつなぎ梁の捩れ角の和と層せん断時）での、つなぎ梁の上下フランジ（ダイアフラム）の鉛直方力との関係を示したものである。つなぎ梁の捩れ角は即ち向の変位の分布をプロットしたものである。試験体1、2とも直交梁の基部の回転角であり、直交梁の変形が増加してい中央の変位が最も大きく計測点3で最も変位が大きい。まる。図示していない試験体3、4を含め、つなぎ梁の断面がた、試験体2では計測点2や4と計測点3の変位の差が大き最も小さい試験体2で最も変形の増加が大きい。
各載荷ピークにおける直交梁部材角・つなぎ梁捩れ角のいため計測点3が突出した分布形状となった。
梁の内法のうち、つなぎ梁の変形とみなす範囲を図 6中関係を図 8に示す。同図中に直交梁部材角に対するつなのa、a’区間の変形と考え（a、a’ 区間の変形は計測点2と3、ぎ梁捩れ角の割合を示す。この割合は試験体1で5%程度、3と4の線形補間から求める）、上フランジのaとa’区間の変形試験体2で5～14%程度だった。

10432125

変位 [ mm]

変位 [ mm]2

下フランジ側上フランジ側-11-232542115

下フランジ側01-1

上フランジ側532-2(a) 試験体1434(b) 試験体21500
1000
5000-500-1000-1500-0.05 -0.025
00.025 0.05
層間変形角・部材角[rad]梁 節 点モーメント[kN・m]

梁 節 点モーメント[kN・m]

図 6 つなぎ梁およびダイアフラムの変形
1500
1000
5000-500

梁 部材角-1000

梁 部材角-1500-0.05＋つ な ぎ 梁 捩 れ角

-0.02500.025 0.05
層間変形角・部材角[rad](a) 試験体1(b) 試験体2

変 形 角 [rad ]

0.04
0.02
015%

10%割合

割合

変 形 角 [rad ]図 7 直交梁の変形とつなぎ梁捩れを含む変形の比較

5%
0%

00.01

0.020.03

層間変形角[rad]0.040.02
015%
10%
5%
0%

0.05

(a) 試験体1つなぎ梁捩れ角
直交梁部材角0.0400.010.020.03

層間変形角[rad]0.040.05(b) 試験体2

図 8 ピーク時の直交梁部材角、つなぎ梁捩れ角および 直交梁部材角に対するつなぎ梁捩れ角の割合−10−－4－

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３㻌 直交梁を剛接した接合部の実験10する。最初におよそ全塑性耐力に達した時点における、つなぎ梁の上下フランジのせん断ひずみを図 9に示す。つな

下フランジ

50

ぎ梁のフランジのせん断ひずみは直交梁の取付く側で降上フランジ伏に達したものの、全断面の降伏には至らず、つなぎ梁に-510下フランジ0上フランジ

また、つなぎ梁の断面が大きい試験体はつなぎ梁の断面が-5-10-10は直交梁からの応力の伝達能力が残存していたと言える。

5せん断ひずみ[μ] ×1000

梁端部からつなぎ梁にかけての応力伝達について検討

せん断ひずみ[μ] ×1000

3.3 つなぎ梁の応力伝達性状

3軸ひずみゲージの位置小さい試験体2よりひずみが小さかった。

(a) 試験体1

なお、耐力の計算値について比較すると、つなぎ梁の断(b) 試験体210布が均一と仮定）であり、設計上も必要な耐力を有してい下フランジた。

503.4 直交梁から偏芯曲げを受ける柱の挙動

上フランジ

柱の耐力が相対的に低い試験体４を対象に、柱の曲げ-510下フランジ

50

上フランジ

-10-5せん断ひずみ[μ] ×1000

1700 kN、つなぎ梁のせん断耐力は両側で2454 kN（応力分

せん断ひずみ[μ] ×1000

面が最も小さい試験体2で、直交梁フランジの軸耐力は-10耐力の計算値と実験結果の対応について分析する。
図 10は柱のせん断力と部材角の関係を示したものであ(c) 試験体3る。部材角は柱の内側フランジの位置と外側フランジの位置で計測した部材角の平均としている。図 10中の赤・青(d) 試験体3

図 9㻌 全塑性時のつなぎ梁フランジのひずみ300めた（1/3 Slope Factor法）全塑性耐力である。表 3に全塑性200

柱せん断力 [kN]

線、はそれぞれ正負の骨格曲線、〇印は実験結果から定耐力の実験値および後述の計算値を示す。
本実験で用いた加力装置は、正加力時にはWN、WS柱側、負加力時にはEN、ES柱側の端部がピン支持、反対側の端部はローラー支持となる（図 2参照）。そのためピン支持側の柱にはジャッキ荷重の反力として圧縮軸力が作用

1000-100-200-300-0.02し、反対側の柱には軸力は作用しない。実験結果の全塑性耐力について正負で比較すると、圧縮軸力が作用する側

-0.01

00.01

柱部材角（内外平均）[rad]0.02(a) EN柱（負加力時に圧縮力を受ける柱）の柱より、軸力が作用しない柱の全塑性耐力の方が高い。
である。全塑性耐力の計算値は弱軸方向の塑性断面係数200

柱せん断力 [kN]

図 10中の灰色実線は弾性剛性と全塑性耐力の計算値

300と降伏耐力の積である。実験の初期剛性と弾性剛性の計算値は概ね対応していることが分かる。一方、軸力が作用しない柱の全塑性耐力の実験値は計算値よりやや低い。
本実験では柱がH形鋼の弱軸曲げとなっているため、強軸曲げの場合と異なり、面内曲げとせん断力を受けるフラン

1000-200-300-0.02ジが断面性能に対して支配的である。そのためフランジの実験結果
正側骨格曲線負側骨格曲線
正側全塑性耐力(実験)負側全塑性耐力(実験)剛性・全塑性耐力計算値
全塑性耐力計算値その2-100

せん断力負担の影響が無視できないと考えられる。そこ-0.0100.01

柱部材角（内外平均）[rad]0.02(b) WN柱（正加力時に圧縮力を受ける柱）で、柱が受けるせん断力の影響を考慮して計算することを考える。計算方法の詳細は付録に示す。全塑性耐力（計算

図 10㻌 柱のせん断力―部材角関係と骨格曲線（試験体４）

値その2）を図 10中に黒破線および表 3中に示す。全塑性表 3㻌 試験体4の柱の全塑性耐力耐力の計算値その2は、前述の塑性断面係数と降伏耐力の柱積で求めた全塑性耐力の計算値より低くなり、軸力が作用ENしない柱の全塑性耐力の実験値と概ね対応していることがWN分かる。
−11−－5－

実験値
208 kN（正）186 kN（負）193 kN（正）210 kN（負）計算値

計算値その2232 kN

211 kNフジタ技術研究報告㻌 第55号

§㻠㻚㻌 まとめ㻌𝜎𝜎(𝑥𝑥) = 𝑌𝑌

H 形鋼柱 2 本を短梁（つなぎ梁）で接続した組み立て
柱のつなぎ梁に直交梁を剛接合した柱梁接合部について、つなぎ梁の断面および柱の断面を主因子とした曲げ実験を行い、以下の結論を得た。

𝜎𝜎(𝑥𝑥) = 𝜎𝜎𝑎𝑎

2. 梁変形に付加されるつなぎ梁の捩れ変形の影響はつなぎ梁断面が大きい標準的な試験体 1 で 5%程度、最もつ

𝜎𝜎𝑎𝑎2 + 3𝜏𝜏𝑎𝑎 2 = 𝑌𝑌 2 

ただし、𝜏𝜏𝑎𝑎 ≤ 𝑌𝑌/√3𝑏𝑏

𝑄𝑄 = 2𝑡𝑡𝑓𝑓 ∫ 𝜏𝜏(𝑥𝑥) 𝑑𝑑𝑑𝑑 = 4𝑡𝑡𝑓𝑓 𝑎𝑎𝜏𝜏𝑎𝑎 = 4𝑡𝑡𝑓𝑓 𝑎𝑎√−𝑏𝑏

曲げモーメントは、ウェブを無視すると、𝑏𝑏−𝑏𝑏

面降伏しておらず、直交梁のモーメントの伝達能力を充4. 柱断面が最も小さい試験体 4 において、柱の全塑性曲

𝑀𝑀 = 𝑄𝑄𝑄𝑄を満たす𝑎𝑎と𝜏𝜏𝑎𝑎 の組合せは無数に存在するが、その𝑎𝑎と𝜏𝜏𝑎𝑎 に対応する𝑀𝑀と𝑄𝑄は一定に定まる。

げ耐力の実験値はせん断力の影響を考慮した弱軸曲

参㻌 考㻌 文㻌 献㻌1)

げ全塑性耐力の計算値と概ね対応した。

2)

付録㻌
せん断力𝑄𝑄を受ける材長𝑙𝑙、梁幅𝐵𝐵のH形鋼弱軸曲げ片持梁を3)考える（付図1）。せん断力とモーメント𝑀𝑀との関係は、(a)㻌 片持梁の応力4)𝑀𝑀 = 𝑄𝑄𝑄𝑄

断面内の相当Mises応力が付図1(b)のような２つの矩形分布であると仮定する。𝑏𝑏 = 𝐵𝐵/2 とする

5)

とき、せん断ひずみ分布を付図(b)㻌 相当Mises応力

1(c)のような区間−𝑎𝑎 < 𝑥𝑥 < 𝑎𝑎 で6)

大きさ𝜏𝜏𝑎𝑎 の矩形分布と仮定する。
位置𝑥𝑥のせん断応力度分布は、(c)㻌 せん断応力(d)㻌 軸応力
付図1 応力分布𝜏𝜏(𝑥𝑥) = 0𝜏𝜏(𝑥𝑥) = 𝜏𝜏𝑎𝑎

𝑌𝑌 2 − 𝜎𝜎𝑎𝑎23

𝑀𝑀 = 2𝑡𝑡𝑓𝑓 ∫ 𝑥𝑥𝑥𝑥(𝑥𝑥) 𝑑𝑑𝑑𝑑 = 2𝑡𝑡𝑓𝑓 (𝑎𝑎2 𝜎𝜎𝑎𝑎 + 𝑏𝑏 2 𝑌𝑌 − 𝑎𝑎2 𝑌𝑌)

試験体で直交梁全塑性時につなぎ梁のフランジは全断分に保有していた。

𝑌𝑌 2 − 𝜎𝜎𝑎𝑎2
𝜏𝜏𝑎𝑎 = √3

せん断力をフランジのみで負担すると考えるとき、なぎ梁の断面が小さい試験体 2 で 5～14%程度だった。
3. 最もつなぎ梁の断面が小さい試験体 2 を含むすべての[−𝑎𝑎 < 𝑥𝑥 < 𝑎𝑎]𝜏𝜏𝑎𝑎 は、Misesの降伏条件により下式を満たす。

1. つなぎ梁の梁幅の違いがつなぎ梁の変形の大きさや分布形状に影響した。

[𝑥𝑥 < −𝑎𝑎, 𝑎𝑎 < 𝑥𝑥]Terri Meyer Boake: Elegant Structures: Diagrids take to the sky,IABSE CONFERENCE NARA 2015, IABSE Report vol. 104
山川慶二、杉山智昭、西川泰弘、成原弘之、勝田庄二：梁側面が柱幅よりも外側に偏心した RC 造柱梁接合部の構造性能に関する研究、日本建築学会大会学術講演梗概集、pp. 419424, 2010.7
2015. 5 田原健一、佐々木聡、桐山尚大、森貴久、平松剛、永雄健一：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 1㻌 柱の逆対象曲げ実験、フジタ技術研究報告、第54 号、pp. 49-54、2018
桐山尚大、佐々木聡、田原健一、森貴久、平松剛、永雄健一：
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実験、フジタ技術研究報告、第 54号、pp. 55-60、2018
佐々木聡、田原健一、森貴久、平松剛、永雄健一、桐山尚大：
H 形鋼組立柱を外殻に使用した超高層架構システムの研究㻌
その 1～5、日本建築学会大会学術講演梗概集、構造Ⅲ、pp.
831-840、2018.9.
田原健一、佐々木聡、森貴久、平松剛、永雄健一：H 形鋼組立柱を外殻に使用した超高層架構システムの研究㻌 その 6㻌 直交梁を剛接した接合部の実験、日本建築学会大会学術講演
梗概集、構造Ⅲ、pp. 907-908、2019.9.

[𝑥𝑥 < −𝑎𝑎, 𝑎𝑎 < 𝑥𝑥]

ひとこと[−𝑎𝑎 < 𝑥𝑥 < 𝑎𝑎]

平面応力場で材軸直交方向の新たな架構システムの開発という未直応力を無視すると、Misesの降経験の研究テーマでしたが、３年間を伏条件は下式である．

経て、本構法の開発に一区切りがつき

2𝜎𝜎 + 3𝜏𝜏 = 𝑌𝑌2ました。今後、本構法を適用した超高𝜎𝜎の分布形は（付図1(d)）、㻌 層鋼構造建物が世に出ることを期待し田原健一−12−－6－て止みません。