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 1) 工法概要とドリリングタッピンねじを用いた継手の基本性状
佐々木聡

桂佐々木 康人
秋山概茂雄

大 輔

浅 野孝

*1

*1

要

わが国において，1980 年以前に建設された製造業の生産施設では，鉄骨造のラチス柱とトラス梁で構成される骨組が見られる。それらの幾つかは，現行の耐震規準･指針と照合すると耐震性能が不足する可能性がある。生産施設の耐震性能の不足は重大な問題であり，早急な対策を行い，そこで働く人々の安全確保および設備の保全を図る必要がある。
本研究は，既存の鉄骨造生産施設の耐震補強設計･施工方法の構築のために，鉄骨ラチス柱の合理的な補強方法について検討したものである。本報告は，鉄骨ラチス柱にドリリングタッピンねじ接合を用いて鋼板補強する工法の概要を示す。また，ドリリングタッピンねじを用いた鋼板のせん断継手および鋼板補強された H 形鋼の力学的挙動について検討した結果について示す。

Seismic Retrofit Method for Latticed Steel Columns
using Steel Plates and Self-drilling Tapping Screws
Part 1. Outline of the Seismic Retrofit Method and Mechanical Behavior of the Connections
Abstract
In Japan, prior to 1980, many factories had been constructed using structural framesconsisting of latticed steel columns and girders connected using steel plates and sections. Some ofthese structures do not meet current seismic design standards and specifications. The poor
seismic performance of these factory frames is a major problem and seismic retrofits are vital inorder to protect workers’ lives and protect property in the event of an earthquake.
This research aims to develop a seismic retrofit design and construction method for thesefactories. This paper outlines seismic retrofit method which connects the latticed steel columns
and the reinforcing steel plates with welding and self-drilling tapping screws. To reduce theamount of welding required and to reduce the fire protection works needed due to welding
splatter and gas cutting during welding works, self-drilling tapping screws are adopted toconnect the reinforcing steel plates to the existing steel columns. In addition this paper describes
the mechanical behavior of the connection of the steel plates with the self-drilling tapping screws
and of the H-shaped beam reinforced by steel plates with self-drilling tapping screws.

キーワード：

鋼構造，生産施設，柱，*１ 設計エンジニアリングセンター 構造設計部

耐震補強，ドリリングタッピンねじ－1－フジタ技術研究報告 第 43 号

§１．はじめに

梁上弦材

本研究は，既存の工場建屋で見られるラチス柱とトラリベットA

ス梁からなる低層鉄骨造骨組の柱部材を対象とした耐震斜材補強工法に関するものである。

B

本報告では，鉄骨ラチス柱にドリリングタッピンねじ接合を用いて鋼板補強する工法の概要を示す(以下，本工法b)既存断面

主材

ドリリングタッピンねじ接合部の力学的挙動，および，Aそれが部材の構造性能に及ぼす影響について検討する

梁下弦材必要がある。

Aと称す)。この種の補強鋼板の接合方法を採用する場合，補強鋼板

具体的には，ドリリングタッピンねじを用いた重ねせc)補強後(A部)ん断継手の一面せん断試験を行いせん断継手について先孔Bの基本的な力学性状を確認した。続いて，H 形鋼フラン

補強

既存

ジに補強鋼材を接合した比較的単純な部材の曲げ実験

補強鋼板を行い，ドリリングタッピンねじ接合が部材の剛性・耐ドリリング
タッピンねじA力に与える影響を考察した。
F.L.

§２．工法概要a)立面

2.1 対象とする既存柱d)補強後(B部)

図 1 工法概要

耐震補強の対象とする部材は，山形鋼の主材と形鋼の斜材を組立てたラチス柱である。このような組立部材は，

表 1 ドリリングタッピンねじの機械的性質

現在ではほとんど用いられないが，1975 年頃までに竣工径した工場建屋等では数多く見られ，現在も建物が使用されているものも多い。部材を構成する鋼材の材質は
SS400 であり，接合にはリベット接合が主に用いられている。
2.2 耐震補強工法
低層鉄骨造骨組の耐震補強では，ブレースを増設する工法が簡易で適用例が多いが，建物用途が生産施設の場合，生産ラインの都合によりブレースの増設が出来な

5.5mm

8.0mm

表面硬度(Hv)

480～650 530以上

芯部硬度(Hv)

280～400 250～400

既存部材厚
te(mm)

6～126～9補強鋼板厚tr(mm)

6～126～12い場合もあり，柱部材を補強することで骨組の耐震性能
ずれ変位⊿を確保することが要求される。本工法は，鉄骨ラチス柱の外側に鋼材を接合して，柱の断面積を増大させることによQ

M1

既存部材り耐力を増加させ，また，非充腹断面を充腹断面にすることにより変形性能を向上させることを意図している。鋼材とDTねじ

既存柱の主材とは，水平力による曲げモーメントが大きい
柱材端部では溶接接合により，それが比較的小さい柱材

補強鋼板

中間部では，ドリリングタッピンねじ1)を用いて接合する。

Q

本工法の概要を図１に示す。補強は，既存部材が施工

M2

図 2 接合部の変形の障害になる場合は，長期応力に対する安全性を考慮して，部分的に柱の斜材およびリベットを除去し，補強鋼板の溶接接合，ドリリングタッピンねじ接合の順で行う。補強

2.3 ドリリングタッピンねじ

鋼板には，ねじが通る部分にねじと同径の孔を予め設け，本工法では，既存部材も補強鋼材も 400N/mm2鋼のそれを通して既存部材にねじを形成し，既存部材と補強場合を想定し，ねじ径 5.5mm，8mmの２つのドリリングタ鋼板とを接合する。

ッピンねじを使用する。ドリリングタッピンねじの機械的性－2－

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 1) 工法概要とドリリングタッピンねじを用いた継手の基本性状

軸力に伴う摩擦力によると考えられる。ねじ一本あねじ径 5.5mmで 11.4たりの最大せん断強度( f Q m )は，～12.0kN，ねじ径 8.0mmで 17.0～19.3 の範囲にあり，鋼材の板厚にかかわらずほぼ同じ値であった。
最大荷重の概ね 2/3 程度の荷重レベルまでの荷重－ずれ変位関係の剛性は，ねじ径 5.5mmの場合は鋼材厚によらずほぼ同様の値であった。一方，ねじ径8.0mmの場合では，鋼材厚が厚くなると割線剛性が大きい傾向が見られた。

質を表１に示す。ねじ表面は，普通鋼に比べて硬い表面を有している。ドリリングタッピンねじにより孔あけ･ねじ形成が行われる既存部材の厚さは，6mm～12mmを対象とする。補強鋼板の厚さも同じ範囲を設定している。

§３．ドリリングタッピンねじを用いた
重ねせん断継手の一面せん断試験
3.1 試験概要
既存部材にドリリングタッピンねじで補強鋼板を接合した柱部材に曲げモーメントとせん断力が作用した場合，表 2 使用鋼材の力学的性質

重ね継手のドリリングタッピンねじにはせん断力が作用す

板厚る。また，この接合部が剛接合と見做せない場合には，図実測厚

降伏点σy

引張強さσu伸び

呼称
t6(mm)
5.35(N/mm2)
329(N/mm2)
479(%)
38.4２に示すように，補強材と既存部材との間にずれ変位が生じる。これらを考慮し，ドリリングタッピンねじを用いた重ねせん断継手の強度および剛性を確認することを目的に

e

t98.4

32550331.6

t12

11.4329846333.3

一面せん断試験を行った。
表 3 せん断継手試験結果

試験片の形状･寸法を図３に示す。試験片は，ドリリン板厚

グタッピンねじ 2 本で接合された一面せん断継手である。

試験体名

試験パラメータは，ねじ径(5.5mm ねじ，8.0mm)，被接合材(既存部材)および接合材(補強鋼板)の板厚である。

*1

切削側
te(mm)

先孔側tr(mm)

実験結果
最大強度fQm(kN)*2

同左変位Δm(mm)

最大強度
平均値

111.8
0.65
11.8
66
2
11.80.64
112.0
0.69
D5-t9-9
11.8
99
2
11.7
0.63
111.4
0.57
D5-t12-12
11.6
12122
11.8
0.53
119.3
1.20
HD8-t6-6
6
18.8
6
2
18.2
1.03
3
18.9
1.07
1
17.8
0.88
HD8-t6-9
96
17.6
2
17.5
0.97
3
17.5
0.98
1
17.9
0.90
HD8-t9-9
99
17.7
2
18.1
0.72
3
17.0
0.80
118.2
0.86
HD8-t9-12 291218.1
19.0
1.09
3
17.2
0.86
*1：D5;ねじ径5.5mmのﾄﾞﾘﾘﾝｸﾞﾀｯﾋﾟﾝねじ
D5;ねじ径5.5mmのﾄﾞﾘﾘﾝﾝｸﾞﾀｯﾋﾟﾝねじ
HD8:ねじ径8mmのﾄﾞﾘﾘﾝｸﾞﾀｯﾋﾟﾝねじ*2：最大強度はドリリングタッピンねじ一本あたりの強度を示す．
D5-t6-6

なお，実工法と同様にドリリングタッピンねじで 2 枚の鋼板を接合する前に，接合材にはねじ径と同じ直径の孔を設けている。使用鋼材はすべて SS400 である。加力は単調載荷とし，荷重と共に接合材間のずれ変位を測定した。
3.2 試験結果
試験結果の概要を表３に示す。ねじ一本あたりのせん断力( f Q)とずれ変位(⊿)との関係の例を図４に示す。
破壊モードはねじ径，鋼材厚にかかわらず，すべてせん断面におけるドリリングタッピンねじのせん断破壊であった。ねじ径が 5.5mm の場合では，接合材に支圧変形が見られなかったが，ねじ径が 8.0mm の場合では接合材の孔に若干の支圧変形が見られた。
f Q -⊿関係は，極初期には変位が生じず，f Qが 2～5kNに達すると変位(⊿)が生じ始め，その後荷重の増大に伴い剛性低下が生じて最大荷重に達した。初期に変位が生じない理由は，ねじ施工時に導入される:D5-t6-6:D5-t9-9:D5-t9-12fQ(kN)

15:HD8-t6-6:HD8-t9-9:HD8-t9-12fQ(kN)

25
最大強度

201050

ドリリングタッピンねじ荷重

15荷重

105tr5HD8teD52525 25025

図 3 一面せん断継手試験片

0.51

ずれ変位

Δ(mm)

00.5
ずれ変位

1

図 4 ねじ一本あたりの荷重( f Q)－ずれ変位(⊿)関係例－3－1.5⊿(mm)

フジタ技術研究報告 第 43 号

§４．鋼板補強した H 形鋼梁の曲げ実験のねじを無くし，その代わりに隅肉溶接を施した試験体である。鋼材の材質は，すべて SS400 とした。

4.1 実験概要(2)加力および測定方法(1)試験体鋼材の機械的性質を表５に示す。ドリリングタッピンねじの機械的性質についてはその 1 に示した。

試験体は，溶接組立のH形鋼のフランジに鋼板補強を施した試験体 2 体と，補強効果を検証するために行う無加力方法は図 5 に示したように，組立 H 形鋼を固定し補強試験体 1 体の計 3 体である。試験体の諸元を表４に，た片持ち梁形式とし，試験体右端付近を上下に正負交形状および寸法を図５に示す。補強対象部材(以下，既番漸増繰り返し載荷を行った。補強を施した試験体の全存部材と称す)は，溶接組立のH形鋼とし，板要素の幅厚断面が一体とした場合の全塑性曲げ耐力と初等梁理論

比は，フランジのb f /t f が 16.2，ウェブのd w /t w が 42.4 で，から求めた弾性剛性の計算値から算出される変形を基準

それぞれ建築物の構造関係技術基準解説書 2) のFD，値として，0.5 倍，2 倍，4 倍，6 倍，8 倍の振幅を各 2 回，FAランクに相当する。試験体の材端は，既存部材，補強耐力が十分減少するまで載荷した。変形の基準値の 0.5

鋼板共に，加力スタブ(溶接組立H 形鋼)に突合せ溶接

倍のサイクルは部材角 1/192，2 倍のサイクルは 1/48，4により接合されている。

倍のサイクルは 1/24，6 倍のサイクルは 1/16，8 倍のサイ
クルは 1/12 に相当する。

実験因子は，①補強の有無，②部材端部(400ｍｍの区間)の隅肉溶接の有無である。鋼板補強を有する試験測定は荷重をロードセルにより，各部変位を変位計，各体 D1，D2 は径 5.5mm のドリリングタッピンねじを用いた部ひずみをひずみゲージにより計測した。また既存材と試験体であり，両者ともねじピッチは 50mm，フランジ片補強材の材軸方向のずれ変形を変位計により計測した。

側 2 列とした。試験体 D2 は，材端部から 400mm の範囲

表 4 試験体の諸元試験体D2はねじ なし、すみ肉溶 接

730

AB

C

補強鋼板PL9(Nはなし )

Q

既存部材

1460
730

B'A'
400mm

Cov.PLCov.PLC'D1

ねじ面外 拘 束面外 拘 束400

400

BH400×300×9×9
b f / t f = 16.2(FD相当)
d w / t w = 42.4(FA相当)

280×12D2
面外 拘 束400

面外 拘 束面外 拘 束
570

300

2900
4570

-

-

突合溶接＋ねじ@50ダブル

1.64

突合溶接＋1)
隅肉溶接＋ねじ@50ダブル

1.451) 材端から400mmの範囲のみねじの代わりに隅肉溶接(b) 平面図2) ねじ耐力比

12ねじ

12補強鋼板PL9x280φs

なし

N(a) 側面図
補強鋼板PL9(Nはなし )試験体D1b s ×t s

既存部材(H-400×400×9×9)

試験体D2
面外 拘 束ねじ耐力比接合法

b ×D ×t w ×t f

Cov.PL2)

補強鋼板

試験体

s 

n･ f Qm( N y  N end )n ：ねじ本数
400400

既存 部 材(H-400×400×9×9)

N end ：ねじ始端部の補強鋼材がN y の時のねじ終端部の補強鋼材

1212400

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

140 140300

65 75 75 65300300(d)隅肉溶接断面(c) ねじ断面(e)無補強断面

試験体NはA-A',B-B',C-C'ともに無補強断面試験体D1はA-A',B-B'がねじ断面,C-C'が無補強断面試験体D2はA-A'が隅肉溶接断面,B-B'がねじ断面,C-C'が無補強断面

表５ 鋼材の機械的性質
板厚(mm)引張強さ
降伏点22
σ y (N/mm ) σ B (N/mm )

伸び(%)

使用部位

9325.5

488.6

40.3

既存材

12301.1

459.042.0

補強材

図 5 試験体形状および寸法
JIS Z2201 5号試験片の3データの平均値－4－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 1) 工法概要とドリリングタッピンねじを用いた継手の基本性状

4.2 実験結果
実験結果の一覧を表６に，補強した試験体 D1,D2 の補強後無補強
剛性計算値(平面保持仮定)
局部座屈限界耐力(平面保持仮定)

荷重 (kN)

荷重(Q)-部材角(R)関係を無補強試験体 N と比較して図６に示す。
試験体 N は，フランジが降伏し，最大荷重に達した後，300200

材端部のフランジ局部座屈により耐力が低下し，その後100ウェブにも局部座屈が発生した。
試験体 D1 は，試験体 N よりも初期剛性が高く，最大荷0重も大きい結果となった。最大荷重に達した後，フランジ-100および補強鋼板に局部座屈が生じ耐力が低下した。繰
返し載荷に伴い，前述の座屈は顕著となり，最終的に材-200端近傍のねじが破断して，フランジと補強鋼板が分離し，-300-75耐力低下が顕著となった。

-50-250255075
部材角 (10 -3 rad)試験体 D2 は，試験体 D1 に対し最大荷重が若干大き(a) 試験体 D1
荷重 (kN)な値を示した。1/48rad.の載荷ループでは局部座屈が認められ，変形が進むにつれて耐力低下が生じた。
試験体Ｄ１とＤ２の Q－R 関係を比較すると，最大荷重までは，Q－R 関係に既存材と補強鋼板の接合方法の違300200100いによる影響は顕著には見られなかった。材端のフランジと補強鋼板を隅肉溶接により接合した試験体Ｄ２は，局部0座屈が生じても両者が分離しなかったので，変形の増大-100に伴う耐力低下が試験体Ｄ１に比べて緩やかであった。
-200鋼構造限界状態設計指針・同解説3)の方法を用いた局部座屈耐力の計算値( c Q y )を表６，図６に示す。ここでは，-300-75

補強鋼板の幅厚比が大きいので，フランジに局部座屈に-50-25対する拘束効果は無いものと仮定して，フランジの幅厚0255075
部材角 (10 -3 rad)(b) 試験体 D2比を用いて，板材の局部座屈限界耐力(F cr )を算出した。

図６ 荷重－部材角関係
ずれ変位 (mm)c Q y は，F cr に断面係数を乗じ，加力点から材端までの距離で除して算出した。計算値は，実験結果を安全側に評価している。
既存部材と補強鋼板のずれ変位の材軸方向分布を図７に示す。部材端から加力部に向かうに従い，ずれ変位0.60.40.20-0.2-0.4

表６ 実験結果一覧-0.60

最大荷重Q m (kN)

最大荷重時 無補強試験体 局部座屈限界
変形角
耐力計算値のQ m に
R m (10-3rad) 対する比c Q y (kN)*1

N

120.8

11.4

-84.4

D1227.7

15.6

1.88

181.7

D2250.4

22.5

2.07

181.7

1200

1800

2400

3000

突合せ溶接位置からの距離 (mm)(a) 試験体 D1(1/48 のサイクル)
ずれ変位 (mm)

試験体

600

0.60.40.2
0-0.2-0.4-0.60c

600

1200

1800

2400

3000

突合せ溶接位置からの距離 (mm)*1)
Qy  Fcr Z e / L(b)試験体 D2(1/48 のサイクル)

Fcr : AIJ，LSD 指針 による。
3)

図７ ずれ変位分布

Z e : 断面係数
L : 加力点からスタブ面までの距離－5－フジタ技術研究報告 第 43 号

荷重 (kN)が大きくなっている。
荷重－ずれ変位関係の例を図８に示す。初期は摩擦のためほとんど変形がないが，荷重が大きくなると変形す

300
200100る。ずれ変位の影響は Q-R 関係に顕著には見られず，剛0性がやや小さくなる程度であった。なお，荷重－ずれ変-100位関係の履歴に若干のスリップが観察された。

-200-300-0.4 -0.2

00.2 0.4
ずれ変位 (mm)(a) 試験体 D1§５．まとめ
本報告のまとめを以下に示す。

突合溶接から 2250mm(1)既存鉄骨ラチス柱にドリリングタッピンねじを用いて鋼荷重 (kN)板を接合する耐震補強工法の概要について示した。
(2)ドリリングタッピンねじを用いた重ねせん断継手の一面せん断試験を行った。ねじ一本あたりの最大せん断強度は，ねじ径が 5.5mm では 11～12kN，ねじ径が300
200
10008mm では 17～18kN であった。

-100(3)H 形鋼のフランジに鋼板補強を行った部材の静的繰り-200

返し曲げ実験より，以下の知見が得られた。

-300-0.4a)鋼板補強した試験体は無補強試験体の 1.8 倍以上の最大荷重であった。H 形鋼フランジを鋼板補強する耐-0.2

00.2 0.4
ずれ変位 (mm)(b) 試験体 D2

震補強工法において，鋼板の材端部を突き合わせ溶突合溶接から 2250mm接し，その他の部分をドリリングタッピンねじにより接合する工法は，有効といえる。

図８ ずれ変位の履歴(1/48 まで)b)ドリリングタッピンねじ接合した部分の既存部材と補強鋼板には，ずれ変形が生じることを確認した。
c)局部座屈を生じる材端部のみドリリングタッピンねじの代わりに隅肉溶接した試験体は最大荷重に達した後の耐力低下が緩やかであった。
参考文献
1) 例えば，岡田久志,他：ドリルねじ重ね継手のせん断耐力
評価 －ドリルねじ接合の鉄骨造への適用に関する研究－，日本建築学会大会学術講演梗概集 構造Ⅲ，
pp.583～592,2005 年 9 月．
2) 国土交通省住宅局建築指導課，日本建築主事会議，日本建築センター編：建築物の構造関係技術基準解説書，2001 年 3 月．
3) 日本建築学会：鋼構造限界状態設計指針・同解説，1998
年 10 月．

ひ と こ と今後，耐震補強技術は，益々必要とされる技術と考えられます。本工法に留まらず，工学的に価値のある技術の開発に努めていきたいと思います。
佐々木 聡－6－