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１㻌 柱の逆対称曲げ加力実験㻌㻌㻌
田 原 㻌 健 一㻌㻌

佐 々 木 㻌 聡㻌㻌

桐 山 㻌 尚 大㻌㻌森 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。基本的な構造性能を検証する一連の実験を行ったので、本報その１及びその㻞で実験結果や考察について報告する。㻌
その１では、この架構システムの柱としての性能について検証することを目的とした実験について報告する。㻝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を行った。階高中央付近で㻞本の柱を接合する梁状の部材（つづり材と称している）や、軸力比を実験パラメータとして、これらが全塑性耐力や最大耐力、軸変形などに対する影響について考察し、全塑性耐力、最大耐力の評価を行った。㻌
㻌㻌

Study on structural system for high-rise buildings
using coupled H-shaped columns on exterior frames
Part 1 Summary and results of shear loading tests on coupled columns㻌
㻌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. This paper (part 1) and part2 report the results and evaluation of experiments to investigate the basic structural performance of thissystem.
In this paper, an experiment to examine the performance of the columns of this system is reported.
Shear loading tests on the coupled columns of one story were carried out. The plastic strength, ultimate
strength, and axial deformation were evaluated under the influence of the axial loading, steel material, andthe joiner which is a short beam connecting two columns.
㻌キーワード：㻌

超高層建物，Ｈ形鋼組立柱
軸ひずみ，骨格曲線，局部座屈
多軸応力状態㻌

㻌㻌 㻌
㻌

−49−㻌

㻖㻝

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§㻞㻚㻌 実験概要㻌

チューブ構造や Diagrid 構造 1)、外周柱を RC 壁柱とした構造 など耐震要素を建物の外周部に集中配置した外図 2 に示す加力装置により、組立柱に一定の軸力を加殻構造は、転倒モーメントへの抵抗性能、コア部の架構力しつつ、逆対称曲げが作用するようにせん断力を加え計画の自由度、捩れ剛性の高さなどの利点から、超高層る形式の正負交番漸増繰返加力を行った。試験体は実建物の構造として用いられる場合がある。

大の約 40 %の縮小試験体とし、図 3 に示すような寸法と2)本報およびその 2 では、図 1 に示すような H 形鋼柱 2した。柱長さについてはダイアフラムの内法を 1250mm と本を短梁で剛接して 1 組とした組立柱を外周部に配置ししている。油圧ジャッキの荷重、各部の変形、ひずみ等をた構造（以下、本構法）について、基本的な耐震性能を計測した。表 1 に素材試験の結果、図 4 に加力履歴を示明らかにすることを目的としている。本構法では、柱を組す。

立柱とすることで、外周柱の増加に伴う直交梁の増加や表 2 に試験体の一覧を示す。従来鋼（SN490B）を用い施工の煩雑性を避けながら、外周部に耐震要素を集中た試験体 No.6 を基本試験体とした。No.1～No.3 には、配置した外殻構造となっている。ラーメン構造との親和性下層階の柱を想定して高強度鋼（HBL385B）を用い、3も良く、コア部はラーメン構造と併用することができる。直種類の一定軸力（軸力比 0、0.3、0.6）を作用させた。No.4

交梁はつなぎ梁と称する短梁とピン接合することを原則とには従来鋼の幅厚比が小さい H 形鋼を用い高軸力（軸し、外周の構面へのせん断力の集中効果を高めている。

力比 0.6）を作用させた。No.5 はつづり材なし、No.7 は断本報では、組立柱の基礎的な力学性状を明らかにする面形状が大きなつづり材とした試験体である。No.8 は柱ため、一定軸力およびつづり材の断面性能を主因子としの細長比が大きく柱間隔が大きい。No.9 には比較対象とた逆対称曲げ実験により、柱の耐力や軸力保持性能、中して柱の構成材に冷間成形角形鋼管を用い、つづり材と間つなぎの短梁（つづり材）の影響などについて分析する。

取り合う柱の鋼管内のダイヤフラムを省略した。
Jack for negative shear loading

Column specimen

Jack for positive shear loading

Jack for axial loading1600

図 1㻌 外周構面に配置する H 形鋼組立柱概念図

図 2㻌 試験装置

1250
BH-100x50x12x12

BH-200x200x16x16(b)No. 41250(d)

No. 7

㻌

4001250

㻌
BH-150x150x12x12400

BH-400x150x16x19400

㻌

BH-200x150x12x16(c)

No. 5

㻌
□-200x200x12450

No. 1、 2、 3、 6

BH-200x200x16x16

BH-200x150x12x16

BH-200x200x19x19

BH-200x150x12x16

400
1250

(a)

Cylindrical bearing
for roller support
Screw jack

1600

1250

(e)

No. 8

400

BH-200x200x16x16

BH-200x150x12x161600

㻌(f)

図 3㻌 試験体形状

No. 9

板厚
1216
19121612

鋼種
SN490B
HBL385BUBCR365−50−－㻞－㻌

Deformation angle

表㻝㻌 素材試験結果㻌
使用部位㻌
降伏耐力㻌 引張強さ
柱 つづり材㻌 㼇㻺㻛㼙㼙㻞㼉㻌 㼇㻺㻛㼙㼙㻞㼉○348.9584.9○○361.2538.8○○343.3543.8○443.4584.8○○424.4577.4○513.2571.6

㻌

1250

1111100 66
400 200

150133

120P1 P2 P3 P4 P5 P6 P7Step

図 4㻌 加力履歴

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 柱の逆対称曲げ加力実験㻌

表㻞㻌 試験体一覧㻌
試験体諸元
No.

柱断面

123456789

つづり材断面

BH-200x200x16x16

BH-200x150x12x16

BH-200x200x19x19
H-200x200x16x16
BH-150x150x12x12□-200x200x12なし
BH-200x150x12x16
BH-400x150x16x19
BH-100x50x12x12
BH-200x150x12x16剛性計算値
柱芯間隔 柱の鋼種 軸力比
CKE0.6137
HBL3850.3
13201182Dc
0.6
15398.8
SN490
1300.3
1833Dc1112DcUBCR365107

全塑性耐力[kN]
実験 (正/負) 計算*2
EQp+
EQpCQp859
893
722
1141 1316 1032
1214 1530 1190
836
912
648
878 1060 711
997 1245 900
1038 1489 1088
450
502
341
1214 1172 1073

最大耐力[kN]
実験*3 計算*2
EQu
CQu
1616↑ 893
1767↑ 1316
1651↑ 1530
1959↑ 912
1422↑ 1060
1693↑ 1245
1849↑ 1489
743↑
502
1395 1172＊㻝㻌 降伏モードの略称は以下の通り㻌 㻯：柱の曲げ降伏先行モード、㻶：つづり材のせん断降伏先行モード㻌
＊㻞㻌 計算値は実測断面による。計算法の詳細は㻟㻚㻟㻌 に述べる㻌＊㻟㻌 ↑は加力を行った範囲で得られた最大値である㻌
㻌0-800CQp0.06

Shear force [kN]

CQp

0800

CQp0.06

1600

CQp02400㻌㻺㼛㻚㻌㻠㻌

㻔㼑㻕Shear force [kN]

-800-2400
543210-0.06

CQp

CQp

㻔㼓㻕

㻺㼛㻚㻌㻣㻌

㻌

-0.03
00.03
Deformation angle [rad]

0.06

CK e

CQp

8000CQp-1600

㻔㼔㻕

0.06

㻌

㻺㼛㻚㻌㻤㻌

㻌

5432
10-0.06

㻌-0.0300.03
Deformation angle [rad]㻔㼕㻕

図㻡㻌 組立柱せん断力・軸平均ひずみと組立柱変形角の関係㻌§㻟㻚㻌 実験結果㻌

㻌㻺㼛㻚㻌㻣（全体とつづり材）㻌

㻌 -2400-0.03
00.03Deformation angle [rad]㻌㻺㼛㻚㻌㻢㻌

-800

-1600

0.06

43210-0.06

1600

㻌 -2400

-0.03
00.03
Deformation angle [rad]

㻌㻌

2400

05432
10-0.06

CQp

㻔㼒㻕

-800

CQp

-1600

800

㻌

CK e

1600

00.06

㻺㼛㻚㻌㻡㻌2400

CK e
CQp

CK e

㻌 -24005

-0.03
00.03
Deformation angle [rad]㻌㻺㼛㻚㻌㻢（全体とつづり材）㻌

㻔㼍㻕0

Axial strain[%]

Axial strain[%]

Axial strain[%]

㻔㼐㻕0.06

㻌

CQp

-1600

㻌 -2400

-0.03
00.03
Deformation angle [rad]8000.06㻺㼛㻚㻌㻟㻌-800

CQp

5432
10-0.06-0.03
00.03Deformation angle [rad]㻔㼏㻕CK e

㻌
㻌

2400

-1600

-2400
5432
10-0.06

CQp

432
10-1-0.06

㻌㻺㼛㻚㻌㻞㻌

-800-16000-2400

Shear force [kN]

Shear force [kN]

1600

-800

-0.03
00.03
Deformation angle [rad]

2400

CK e

800-1600

㻌

㻔㼎㻕

1600

Shear force [kN]㻌

5432
10-0.06㻺㼛㻚㻌㻝㻌

2400

Axial strain
[%]

CQp

Shear force [kN]

Axial strain
[%]

-0.03
00.03
Deformation angle [rad]CK e

CQp-800

㻌 -2400㻔㼍㻕800

0-1600-2400
5432
10-0.061600

800-800-1600

800

1600

Shear force [kN]

Shear force [kN]

CQp

2400

CK e
CQp

Axial strain
[%]

1600

Axial strain
[%]

800

2400

CK e

Axial strain[%]

Shear force [kN]1600

Axial strain
[%]

2400

㻺㼛㻚㻌㻥㻌0.06

㻌㻔㼎㻕㻺㼛㻚㻌㻥（全体と柱端部）㻌

図㻢㻌 破壊状況㻌

測断面を用い計算した。計算法の詳細はその 3 に示す。

表 2 中に全塑性耐力、最大耐力の実験値と計算値を

図 5 に組立柱せん断力－組立柱変形角関係と剛性と示す。実験値については、組立柱せん断力（2 本の柱の全塑性耐力の実験値、軸平均ひずみと組立柱変形角の合計のせん断力）と組立柱変形角（ダイアフラム間の変形関係を示す。図 6 に試験終了時の破壊状況を示す。

角）の関係について骨格曲線を作成し（骨格曲線はその基本試験体 No. 6 では、1/200 rad でつづり材のせん断3 に示す）接線剛性が初期剛性の 1/5 となる点でのせん降伏、1/100 rad にかけて柱端の曲げ降伏、柱ウェブせん断力を全塑性耐力とした。計算値については試験体の実断降伏が生じて全塑性耐力に達し、1/66 rad から柱端部−51−－㻟－㻌㻌フジタ技術研究報告㻌 第㻡㻠号㻌

フランジの局部座屈が見られた。1/50 rad で軸平均ひず

図 7(b)につづり材のない No. 5 およびつづり材断面のみが 0.5 %に達し 1/20 rad の最初のサイクルで 1 %を超え

異なる No. 6、7 について示す。つづり材の断面が大きいた。その後も局部座屈は進展するが耐力低下は生じず、ほど初期剛性やせん断力が上回っており、組柱の曲げ耐1/20 rad の 3.5 サイクル目で最大耐力に達して、軸平均ひ力につづり材が大きく寄与していることが分かる。

ずみが 2 %を超えたところで実験を終了した。

図 7(c)に示す従来鋼で幅厚比の小さい試験体 No. 4 と、高軸力を加力した No. 1、No. 4 では軸縮みの進展が速高強度鋼で幅厚比が大きい No. 1 を比較すると、スケルトく、軸力を 0 とした No. 3 では殆ど軸縮みが生じなかった。

ン変形角 0.02 程度まではほぼ同等の復元力特性を示し

最も細長比の大きい No. 8 では、1/200 rad でつづり材ているが、その後の変形では No. 1 の耐力上昇が大きい。
図 7(d)に示す柱断面が小さい No. 8 はせん断力、スケの端部曲げ降伏とつづり材ウェブのせん断降伏がほぼ同時に生じ、1/50 rad で柱ウェブの降伏が生じた。

ルトン変形とも標準試験体 No. 6 を大きく下回る。同図に

H 形鋼柱を用いた試験体では、いずれも柱端のフラン示す角形鋼管柱の No. 9 は局部座屈の影響によりスケルジに局部座屈が見られたが荷重が安定して上昇を続けた。

トン変形角がかなり小さく、降伏後の耐力上昇も小さい。

柱フランジ、ウェブの幅厚比が最も小さい No. 4 では最大4.2 軸縮みと軸力支持能力耐力が全塑性耐力の 2.34 倍に達した。

加力のピークにおける柱の軸縮みと、ピークに対応す角形鋼管柱を用いた試験体 No. 9 では 1/50 rad から柱るスケルトン変形角の関係を図 8 に示す。

端に局部座屈が生じ、1/20 rad の 1 サイクル目から耐力劣

図 8(a) に示す軸力の異なる No. 1、 2、 3 につて比較すると、高軸力の場合ほど軸縮みの増加が大きく、軸力 0化が生じた。の No. 3 ではほぼ軸縮みが生じていない。

§㻠㻚㻌 実験結果の考察㻌

図 8(b) に示すつづり材のない No. 5 およびつづり材の4.1 骨格曲線の比較

異なる No. 6、7 について比較すると、つづり材断面の大き

図 7 に各試験体の組柱変形角―組柱せん断力関係か
1)

い No. 7 が最も軸縮みが小さくなった。

を示す。正負の骨格曲線を重ねた。

図 8(c) には高軸力の No.1、No.4 について、標準試験

図 7(a)に示す一定軸力の異なる試験体 No. 1、 2、 3体 No. 6 とともに示す。幅厚比の小さい No. 4 の方がスケについて比較すると、最も高軸力の試験体 No. 1 は早くルトン変形角が大きい範囲での軸縮みの進展が小さい。

剛性低下するがその後の耐力上昇が大きい。No. 2 と No.

図 8(d) に示す細長比の大きい試験体 No. 8 は標準試3 を比較すると、スケルトン変形角 0.07 程度までは軸力の験体 No. 6 と同等の結果となった。同図に示す角形鋼管ない No. 3 のせん断力が上回るが、スケルトン変形角が大柱の試験体 No. 9 は大変形時の軸縮みの進展が最も大きい範囲では軸力が 0 の No. 3 のせん断力が No. 2 を下きかった。

ら作成した骨格曲線回った。

00.00

2000
1600
1200

800
40000.00

40000.00

0.04
0.08
0.12
Synthetic angle [rad](a) 軸力の違いの比較

800

No. 5(+)
No. 5(-)
No. 6(+)
No. 6(-)
No. 7(+)
No. 7(-)

0.04
0.08
0.12
Synthetic angle [rad](c) 高軸力試験体の比較

2
1-1

0.04
0.08
0.12
Synthetic angle [rad](b) つづり材の違いの比較

2000

5

1600

4

800

40000.00

No. 6(+)
No. 6(-)
No. 8(+)
No. 8(-)
No. 9(+)
No. 9(-)

00.04
0.08
Synthetic angle [rad]No.1(+)
No.1(-)
No.4(+)
No.4(-)
No.6(+)
No.6(-)−52−－㻠－㻌

00.04
0.08
Synthetic angle [rad]20.12(b) つづり材の違いの比較

5No.6(+)
No.6(-)
No.8(+)
No.8(-)
No.9(+)
No.9(-)

432

100.040.08
Synthetic angle [rad]0.12(c) 高軸力試験体の比較

㻌00.12(a) 軸力の違いの比較

3

00.04
0.08
0.12
Synthetic angle [rad]10.5

1(d) 細長比の違い、角形鋼管柱図 7㻌 骨格曲線の比較

1.5

01200

No. 1(+)
No. 1(-)
No. 4(+)
No.4(-)
No. 6(+)
No. 6(-)

3No.5(+)
No.5(-)
No.6(+)
No.6(-)
No.7(+)
No.7(-)

2

Axial strain [%]No. 1(+)
No. 1(-)
No. 2(+)
No. 2(-)
No. 3(+)
No. 3(-)

2.5

No.1(+)
No.1(-)
No.2(+)
No.2(-)
No.3(+)
No.3(-)

Axial strain [%]400

Shear force [kN]

Axial strain [%]

1200

800

2400

1600

4

Axial strain [%]

1200

5

Shear force [kN]

Shear force [kN]

1600

2000

Shear force [kN]

2000

000.040.08
Synthetic angle [rad]0.12(d) 細長比の違い、角形鋼管柱図㻤㻌 軸縮みとスケルトン変形角の関係㻌

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１㻌 柱の逆対称曲げ加力実験㻌

4.3 耐力の計算値と実験値の比較
㻔㻝㻕㻌 耐力の評価㻌
全塑性耐力時の応力状態を図 9 のように考えるとき、全塑性耐力𝑄𝑄𝑝𝑝 は、𝑄𝑄𝑝𝑝 = 𝑄𝑄𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝 + 𝑄𝑄𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝 ǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤሺͳሻ
𝑄𝑄𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝(𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝) = min⁡(𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝(𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝) + 𝑀𝑀𝑗𝑗𝑗𝑗𝑗𝑗 ⁄2、⁡𝑄𝑄𝑝𝑝𝑝𝑝 )
𝐻𝐻 ⁄2㻌

𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝 、𝑀𝑀𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝𝑝 ：軸力を考慮した全塑性モーメント

1400

𝑀𝑀𝑗𝑗𝑗𝑗𝑗𝑗 = min(𝑄𝑄𝑦𝑦𝑦𝑦 ⋅ 𝑊𝑊 ⁄2 、⁡𝑍𝑍𝑝𝑝 ⋅ 𝜎𝜎𝑦𝑦 )

Qp

1200

Experiment [kN]

𝑄𝑄𝑝𝑝𝑝𝑝 = 𝐴𝐴𝑠𝑠𝑠𝑠 ⋅ 𝜏𝜏𝑦𝑦 ：柱のせん断耐力

𝑄𝑄𝑦𝑦𝑦𝑦 = 𝐴𝐴𝑠𝑠𝑠𝑠 ⋅ 𝜏𝜏𝑦𝑦 ：つづり材のせん断降伏耐力

最大耐力についても同様に、

𝑄𝑄𝑢𝑢 = 𝑄𝑄𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢 + 𝑄𝑄𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢 ǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤሺʹሻ

4 51

8006008400002004002000

断面において軸力負担領域は降伏応力度、曲げ負担領Experiment [kN]

図 11(a) に全塑性耐力、(b)に最大耐力の実験値と計算値の比較を示す。全塑性耐力については、No. 7 を除は、全ての試験体で実験値が計算値より高い。

800080400

800

1200

1600

2000

Calculated [kN]㻌最大耐力㻌㻔㼎㻕図㻝㻝㻌 耐力の計算値と実験値の比較㻌

より多軸応力状態にあると考える。平面応力状態を仮定し塑性ポテンシャルを Mises の降伏条件としたとき、

1400

Qp

1200

2Experiment [kN]

𝜎𝜎𝑥𝑥 − 𝜎𝜎𝑥𝑥 𝜎𝜎𝑦𝑦 + 𝜎𝜎𝑦𝑦 + 3𝜏𝜏𝑥𝑥𝑥𝑥 = 𝑌𝑌 ǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤሺ͵ሻ
𝑌𝑌：降伏耐力または引張強さ㻌

せん断応力の影響を無視し、𝜎𝜎𝑦𝑦 = 𝜙𝜙𝜎𝜎𝑥𝑥 とすると、㻌
2𝜎𝜎𝑥𝑥 − 𝜙𝜙𝜎𝜎𝑥𝑥 + 𝜙𝜙 𝜎𝜎𝑥𝑥 = 𝑌𝑌 㻌𝜎𝜎𝑥𝑥 ＝ 𝑌𝑌 ⁄√1 − 𝜙𝜙 + 𝜙𝜙 2 㻌31200

柱端の断面のうち軸力を負担していない領域が拘束に27259㻔㻞㻕㻌 多軸応力状態の仮定に基づく耐力評価㻌

261400

き実験値が計算値をやや上回った。最大耐力について

2㻌4Qu

1600

域は引張強さにあるとして求めた（図 10）。

2800 1000 1200 1400

全塑性耐力㻌㻔㼍㻕

柱端の終局曲げ耐力𝑀𝑀𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢 、𝑀𝑀𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢 については、柱端の2600

Calculated [kN]

𝑀𝑀𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢 、𝑀𝑀𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢 ：軸力を考慮した最大曲げモーメント29 32761000

200

𝑀𝑀𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢(𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢) + 𝑀𝑀𝑗𝑗𝑗𝑗𝑗𝑗 ⁄2𝑄𝑄𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢(𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢𝑢) = min⁡(、⁡𝑄𝑄𝑝𝑝𝑝𝑝 )
𝐻𝐻 ⁄22㻌図㻝㻜㻌 最大耐力時の㻌柱の応力状態㻌㻌
図㻥㻌 全塑性・最大耐力の計算㻌

26 710004 158009 360084002002 1/2

𝜎𝜎𝑥𝑥 を最大、即ち𝑓𝑓(𝜙𝜙) = (1 − 𝜙𝜙 + 𝜙𝜙 ) を最小とする𝜙𝜙は、1𝜕𝜕𝜕𝜕(𝜙𝜙) 1= (2𝜙𝜙 − 1)(1 − 𝜙𝜙 + 𝜙𝜙 2 )−2 ＝0㻌𝜕𝜕𝜕𝜕2𝜙𝜙 = 0.5㻌
𝜎𝜎𝑥𝑥⁡max /𝑌𝑌 = 1/𝑓𝑓(0.5) ≒ 1.155ǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤǤሺͶሻ

いて柱端モーメントを計算すれば、拘束が最も影響した場合の曲げ耐力を便宜的に計算することができる。

図 12 に、この全塑性耐力及び最大耐力と実験値の比0200400600800 1000 1200 1400

Calculated [kN]

2000

㻌

全塑性耐力㻌㻔㼍㻕4Qu611600

Experiment [kN]

この𝜎𝜎𝑥𝑥⁡max⁡ /𝑌𝑌を引張降伏耐力または引張強さに乗じて02735912008008400較を示す。全塑性耐力については実験値と計算値の対0応が良くなった。一方、最大耐力については一定軸力の0400

800

1200

Calculated [kN]

大きい試験体 No. 1、4 で対応関係が悪い。

㻔㼎㻕16002000

㻌

最大耐力㻌図㻝㻞㻌 拘束効果を考慮した耐力の計算値と実験値の比較㻌
−53−－㻡－㻌フジタ技術研究報告㻌 第㻡㻠号㻌破壊モードが局部座屈の H 形鋼柱の最大耐力に関する幾つかの研究 2)~3)があるが、本実験の結果はこれらの結果と比べても高く、今後の検討課題とする。
㻌§㻡㻚㻌 まとめ㻌
H 形鋼柱 2 本を短梁で剛接した組立柱について、一定軸力およびつづり材の断面性能を主因子とした逆対称曲げ実験を行い以下のような結果を得た。
㻝㻚 階高中央付近で 㻴 形鋼柱を接続する短梁（つづり材）の大きさは剛性と耐力に対する影響が大きい。㻌
㻞㻚 軸縮みの進展に対して軸力、つづり材の大きさ、柱の幅【参考文献】
1) Terri Meyer Boake: Elegant Structures: Diagrids take to the sky、
IABSE CONFERENCE NARA 2015、 IABSE Report vol. 104、2015. 52) 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. 419-424、2010.73) 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測、日本建築学会学術講演梗概集、pp.937-938、1973.
104) 五十嵐規矩夫、末国良太、篠原卓馬、王韜：鋼構造H形断面梁の耐力及び塑性変形能力評価のための新規幅厚比指標と幅厚比区分、日本建築学会構造系論文集、pp. 1865-1872、2011. 115) 井上祥一、加藤隆之、森健士郎、伊藤拓海：繰返し載荷を受ける
H形鋼柱の耐力と変形能力のデータベース : その1、その2、日本建築学会関東支部研究報告集、pp. 557-564、2014. 2

㻌
ひとこと

厚比が影響する。角形鋼管柱に比べて 㻴 形鋼柱は軸高度化、複雑化する超高層建物縮みの進展が少ない。㻌の構造への要求を満たすべく、新㻟㻚 全塑性耐力及び最大耐力は拘束による多軸応力状態

たな構造形式の開発に取り組んでの仮定の下に評価し、全塑性耐力は概ね良く評価できいます。低幅厚比のＨ形鋼の性能た。㻌の高さについても今回の研究で示され、冷間成形角形鋼管が主流の

㻠㻚 最大耐力については 㻹㼕㼟㼑㼟 の降伏条件で取りうる最大㻌 昨今の鋼構造研究に一石を投じるの応力を仮定した計算値と比較しても実験値より低く、今後の研究課題である。㻌

田原健一㻌

ものであると思っています。

㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌㻌
−54−－㻢－㻌