フジタ技術研究報告第 45 号 2009 年

枠付鉄骨ブレースによる既存 RC 造建築物の耐震補強工法の開発－鉄骨ブレース直付け工法－
佐藤幸博

高森桂

大 輔

佐々木佐々木
概直樹
仁聡要

既存の鉄筋コンクリート系建物に対する耐震補強として、骨組内に枠付鉄骨ブレースを増設する工法が多く採用されている。この工法では、既存躯体にはあと施工アンカーを、鉄骨枠には頭付きスタッドをそれぞれ打設し、既存躯体と鉄骨枠との隙間にスパイラル筋等を配した上で、無収縮モルタルを充填するのが一般的である。これに対し、枠付鉄骨ブレースを既存躯体に直付けすることにより、工数や資源の低減を図る工法が考えられる。本報告は、鉄骨ブレース直付け工法の開発のために行った鉄骨枠－既存躯体接合部の一面せん断実験、ならびに補強架構の水平加力実験について述べるものである。実験および検討の結果、以下の知見が得られた。
(1) エポキシ樹脂接合の接着すべり耐力、あと施工アンカーとエポキシ樹脂または無収縮モルタルとの併用接合部のせん断摩擦耐力は、本文中に示す式により概ね安全側に評価できた。
(2) 本工法による補強架構は、初期剛性、終局耐力ともに上昇し、十分な変形性能を有した。
(3) 補強架構の終局耐力は、仮定した耐力式で安全側に評価できた。

Development of a Seismic Retrofit Method for Existing R/C Buildings using Adheredand Anchored Steel Braces
Abstract
The attachment of adhered and anchored steel braces to the skeleton frame of existing R/Cbuildings is frequently used for seismic retrofit. Usually this process is implemented by inserting headed
studs to the steel-frame, arranging spiral steel bars in-between the opening of the existing frame andsteel-frame, and finally filling with non-shrink mortar. On the other hand it is thought that by directly
attaching adhered and anchored steel braces to the existing frame, retrofitting would be quicker andsimpler. In this paper, we attempted to develop a method of directly attaching adhered and anchoredsteel braces to the existing frame, and experiments were carried out to compare with the shear strengthof the retrofitted frame with the original frame. The results obtained showed that:(1) The slipping capacity of epoxy resin joint and the shear friction capacity of joint between theattached anchors and epoxy resin or non-shrinkage mortar were close to the values calculated byusing the equation shown in this paper.
(2) In this method, both the initial rigidity and ultimate strength of the retrofit frame increased, showing
improvements in deformation efficiency.
(3) The ultimate strength of the retrofit frame was close to the values calculated by using the assumed
yield equation.
キーワード：

耐震補強 枠付鉄骨ブレース
アンカー 無収縮モルタル
エポキシ樹脂－55－フジタ技術研究報告 第 45 号

§１．はじめに鋼材に設けたアンカー筋貫通孔は、実施工を想定し、D19(先端 M18 ねじ)のアンカー筋に対しφ35mm とした。

既存の鉄筋コンクリート（以下、RC）系建物に対する耐アンカー筋の埋込深さは 200mm とし、ケミカルアンカー

震補強として、骨組内に枠付鉄骨ブレースを増設する工の固着剤にはエポキシ樹脂を主剤としたものを用いた。

法が多く採用されている。この工法では、既存躯体にはあ3.2 実験方法と施工アンカーを、鉄骨枠には頭付きスタッドをそれぞれ打設し、既存躯体と鉄骨枠との隙間にスパイラル筋等を

図 3 に加力装置を示す。実験は 2 シリーズ行い、加力配した上で、無収縮モルタルを充填するのが一般的であは、各シリーズにおいて、それぞれ以下のように行った。

る。これに対し、枠付鉄骨ブレースを既存躯体に直付けし、［シリーズⅠ］鉛直荷重載荷用ジャッキは設けず、水平工数や資源の低減を図る工法が考えられる。本報告は、荷重載荷用ジャッキにより、加力芯と鉄骨ウェブ下面を一鉄骨ブレース直付け工法の開発のために行った鉄骨枠致させ、接合面にせん断力を正負交番で与えた。加力は、－既存躯体接合部の一面せん断実験、ならびに補強架接合面の接着すべり破壊が生じるまでは荷重制御とし、構の水平加力実験について述べるものである。

水平荷重±50、100、200、300、500kN で正負 1 回繰り返し、すべりが生じた後は変位制御とし、すべり変位±0.5、§２．工法概要

1、2、5、10、15、20、30mm で正負 1 回繰り返した。
［シリーズⅡ］まず、鉛直荷重をゼロとし、水平荷重載荷

図 1 に工法概要を示す。本工法では、既存躯体に設け用ジャッキにより鋼材と RC 部材との接合面に接着すべりたあと施工アンカーを鉄骨枠に貫通させた後ナット締結し、破壊を生じさせた。その後、鉛直荷重載荷用ジャッキによ隙間にはエポキシ樹脂や無収縮モルタルを充填して一り鉛直荷重を制御しながら、すべり変位による変位制御の体化することを特徴とする。本工法によれば、鉄骨枠と既正負交番載荷を行った。すべりが生じるまでの水平荷重存躯体との隙間を、従来工法では 200mm 程度必要とすの制御は［シリーズⅠ］と同様とし、その後の変位制御は、るのに対し、10～30mm 程度と小さくできるため、鉄骨枠すべり変位±0.2、0.5、1、2、5、10、15、20、30mm で正による開口部面積の減少を少なくすることができる。また、

負 1 回繰り返した。接合面垂直応力度σ0(N/mm2)は、す従来必要としていたスパイラル筋等は不要となり、充填のべり変位 δ(mm)との関係が次式を満足するよう漸増させための型枠も少なくできるため、工数や資源が削減でき、既存躯体あと施工アンカーコストダウンを図ることができる。
既存躯体§３．鉄骨枠－既存躯体接合部の一面せん断実験

あと施工アンカー

鉄骨枠

無収縮モルタルまたはエポキシ樹脂
鉄骨枠

本実験は、既存 RC 躯体と鉄骨枠との接合部の力学性状のうち、①エポキシ樹脂接合部の接着耐力、②エポキナット

図 1 工法概要

シ樹脂および無収縮モルタル接合部の摩擦係数、③エ表 1 試験体一覧

ポキシ樹脂および無収縮モルタル接合部のせん断摩擦
シリーズ 試験体名

耐力、について検討するために実施したものである。

接合目地幅w j (mm)

充填材

接合面垂直応力度
σ 0 (N/mm2)

EP110エポキシ樹脂－MO130無収縮モルタル
EP210エポキシ樹脂
EP3200～4ⅡMO230無収縮モルタル
MO350
鉄骨：H-200x200x8x12（SS400）片フランジおとし
共通事項 アンカー筋：3-D19（SD295A），端部ネジM18（ケミカルアンカー）
コンクリート目標圧縮強度（材齢4週）：18N/mm2Ⅰ

3.1 試験体および使用材料
表 1 に試験体一覧を、図 2 に試験体形状および配筋詳細の例を、表 2 に使用材料の力学的性質をそれぞれ示す。試験体は、鉄骨枠－既存躯体接合部を模擬したほぼ実大寸法とした。既存躯体を模擬した

400

400
404 05357 5753

ナット200505050 20 0200 10 0100 200

座金
鉄骨ウェブ200 505050
530ル)を 3 本打設した。アンカー筋は、鉄20RC 部材には、あと施工アンカー(ケミカ骨枠を模擬した鋼材に貫通させ、ナット充填材締結した。接合目地幅は、それぞれ、エポキシ樹脂接合では 10～20mm、無収縮モルタル接合では 30～50mm とした。

1,300

53 97 97 53
300

コンクリートφ35(a) 形状および配筋詳細(b) アンカー周辺詳細
図 2 試験体形状および配筋詳細の例－56－

枠付鉄骨ブレースによる既存 RC 造建築物の耐震補強工法の開発た。ただしδ=0.2 mm の場合はσ0=0 N/mm2 とした。

σ0 =4
δ15－鉄骨ブレース直付け工法－

脂接合と無収縮モルタル接合との違い、および接合目地幅の違いによる影響は顕著ではなかった。

（1）

3.4 実験結果の検討

接合面垂直応力度は、2 本の鉛直荷重載荷用ジャッキ

3.4.1 エポキシ樹脂接合部の接着すべり耐力による合計荷重を接合面積で除した平均応力度とした。

図 6 にエポキシ樹脂接合の接着すべり耐力とコンクリー
3.3 実験結果の概要

ト強度および接合目地幅との関係を示す。同図中には、

図 4 に［シリーズⅠ］の実験で得られたせん断力～すべ既往の実験結果 1)～5)および次式による計算値を示した。

り変位関係を示す。エポキシ樹脂接合の EP1 では、荷重τ ju = 0.31 σ Βٛ

制御の±300kN まで、ほとんどすべり変位は生じなかった。
すべり破壊直後に急激な荷重低下を生じたが、その後の（2）エポキシ樹脂接合の接着すべり耐力は、接合目地幅に変位制御では、アンカー筋の効果により、すべり変位の関わらず、式（2）により概ね安全側に評価している。

増加に伴いせん断力が徐々に上昇した。無収縮モルタ
ル接合の MO1 では、EP1 の接着すべり耐力に対し、約3.4.2 接合部のせん断摩擦耐力1/10 の荷重ですべり破壊が生じた。すべり破壊後の変位

ここでは、エポキシ樹脂および無収縮モルタル接合の制御時の挙動は、EP1 とほぼ同様であった。

すべり破壊後のせん断摩擦耐力について検討する。す図 5 に［シリーズⅡ］の実験により得られたせん断力～べり破壊後のせん断摩擦耐力に関し、せん断摩擦理論すべり変位関係を示す。［シリーズⅡ］の実験においても、に基づき、次式を仮定する。

Q jf = μ f ⋅ (Σ sae ⋅ s σ y + s N v )接着すべり耐力に関する実験結果は［シリーズⅠ］とほぼ同様で、無収縮モルタル接合の接着すべり耐力は、エポキシ樹脂接合に対し 1/5～2/5 程度と小さかった。すべり400
せん断力 (kN)

破壊後の変位制御では、アンカー筋の効果および付加した垂直応力度によりせん断力が徐々に上昇した。すべり破壊後のせん断力～すべり変位関係には、エポキシ樹
表 2 使用材料の力学的性質一覧(a) コンクリート、無収縮モルタル、エポキシ樹脂
ⅠⅡ種類コンクリート
無収縮モルタルコンクリート
無収縮モルタル
エポキシ樹脂25.443.1

19294757

2.2301.79218.159.983.11766
508029734

1.979
2.1350.344

0.133－0.145
0.179
0.361

MO1,EP1MO1

1.86
3.75

MO2,3,EP2,3MO2,3EP2,3※圧縮強度の 1/3 時の値(b)あと施工アンカーⅠⅡ

降伏点 ヤング係数 引張強さ
2522(N/mm ) (x10 N/mm ) (N/mm )伸び(%)

降伏ひずみ度(μ)

母材(D19)

352.5

1.841

526.1

20.0

1915

全ネジ(M18)

351.1

1.670

522.7

21.1

2102

母材(D19)

349.2

1.830

－－

1908

ネジ部(M18)

353.1

1.727

522.7－2046

適用-2003000kN
油圧ジャッキ3000kN
油 圧ジ ャ ッ キ

せん断摩擦
耐力計算値

-40-20020
すべり変位 (mm)40-200-400-0.2

00.20.4
すべり変位 (mm)0.6

すべり破壊時(a) EP1

40040200

2000-400

すべり発生時-20-200

せん断摩擦耐力計算値-40-20020
すべり変位 (mm)40-40-0.2

00.20.4
すべり変位 (mm)

0.6

全体

すべり破壊時(b) MO1
図 4 せん断力～すべり変位関係(シリーズⅠ)

リニ ア ウェ イ

押 :2000kN
引 :1000kN
油 圧ジ ャ ッ キ

すべり
発生時

全体

せん断力 (kN)

シリーズ

2000適用

2.47
3.15－

400
すべり発生
アンカー筋降伏最大荷重時
アンカー筋破断0-400

せん断力 (kN)シリーズ

圧縮強度 圧縮強度時 ヤング係数※ ポアソン 割裂引張強度22(N/mm ) ひずみ度 (μ) (x104N/mm2) 比※(N/mm )

200(3)

800 アンカー筋降伏600
破断4002000-200
せん断摩擦-400 せん断摩擦耐力計算値-600 耐力計算値-800-60 -40 -20 020 40 -60 -40 -20 020
すべり変位 (mm)
すべり変位 (mm)(a) EP3(b) MO3

図 5 せん断力～すべり変位関係の例(シリーズⅡ)

図 3 加力装置－57－40

フジタ技術研究報告 第 45 号

sNv ： 載荷圧縮力

ここで、両接合のせん断摩擦耐力を検討するにあたり、

σB21

計 τ ju = 0.31 σ B015

アンカー筋引張力とすべり変位との関係を見てみることとする。図 7 に両接合のアンカー筋引張力とすべり変位とに貼付したひずみゲージによるひずみ度から、応力～ひずみ関係にバイリニアモデルを仮定して応力度を算定し、これに母材断面積を乗じて求めた。アンカー筋引張力の推移を接合種類の違いにより比較すると、エポキシ樹脂
接合では、すべり変位 5mm 程度でアンカー筋母材断面アンカー筋引張力 (kN)張力である。アンカー筋の引張力は、アンカー筋母材部

0.2202530
コンクリート強度 σ B (N/mm2)

施工範囲0010計τ ju = 0.31 σ B

20 30 40 50
接合目地幅 (mm)60250200150

D19母材
降伏耐力

100

正加力負加力50

M18ねじ部
降伏耐力

0-40 -30 -20 -10 0 10 20 30 40-40-30 -20 -10 0 10 20 30 40
平均すべり変位 δx (mm)
平均すべり変位 δx (mm)(b) MO2

図 7 あと施工アンカーの引張力とすべり変位との関係の例

グ破壊やせん断破壊との変形の適合性を考慮すると、無収縮モルタル接合の場合には、あと施工アンカーの降伏耐力を低く抑えるため、アンカー筋の降伏耐力をねじ部の断面積で評価する方がより妥当と考えられる。

最大荷重時

10203040 0平均すべり変位 δ (mm)以上の検討を踏まえ、式(3)のうち、まず、アンカー筋の正負の平均

最大荷重時

正摩擦係数揮していない。これより、補強架構における柱のパンチン

1.2
10.80.60.40.200負カー筋ねじ部の断面積より算定した降伏耐力程度しか発

10203040平均すべり変位 δ (mm)(a) EP1効果のみによる摩擦係数について検討する。図 8 に圧縮(b) MO1

図 8 アンカー筋のみによる摩擦係数とすべり変位との関係算定した。アンカー筋のみによる摩擦係数は、無収縮モ

MO1最大荷重時

3040 0平均すべり変位 δ (mm)

正負の平均正負により、MO1 の場合はねじ部の断面積により、それぞれ1.2EP1最大1荷重時
0.80.60.40.2001020負よる摩擦係数とすべり変位との関係を示す。摩擦係数は、摩擦係数

力を載荷せずに行った EP1 および MO1 のアンカー筋に10mm 以上の範囲において、約 0.6 以上である。

0.4(a) EP2モルタル接合では、すべり変位 10～15mm 程度でもアンルタル接合、エポキシ樹脂接合ともに、すべり変位

0.6EP1EP2EP3350300積より算定した降伏耐力を発揮しているのに対し、無収縮ー筋引張力は、EP1 の場合はアンカー筋母材の断面積

一面せん断実験1)~3)
補強架構実験4),5)

0.8(a) コンクリート強度(b) 接合目地幅
図 6 接着耐力と影響因子との関係の関係の一例を示す。図の縦軸はアンカー筋 3 本の総引せん断力をアンカー筋引張力で除した値であり、アンカ

実験値 τju： あと施工アンカー筋の降伏点

正sσy3正： あと施工アンカー筋 1 本の断面積

負sae

14： 摩擦係数

実験値 τju (N/mm2)

ここに、 μf

10203040平均すべり変位 δ (mm)(a) エポキシ樹脂接合 (b) 無収縮モルタル接合
図 9 載荷圧縮力のみによる摩擦係数とすべり変位との関係

つぎに、式(3)のうち、載荷圧縮力の効果のみによる摩筋の断面積をねじ部の断面積として、それぞれ算定した擦係数について検討する。載荷圧縮力による摩擦係数

せん断摩擦耐力計算値を前掲の図 4、図 5 中に破線では、載荷圧縮力の有無のみ異なる試験体相互を比較す示した。いずれの接合に対しても、計算値は実験値を安ることにより求めた。すなわち、エポキシ樹脂、無収縮モ全側に評価している。

ルタル両接合において、圧縮力を作用させた試験体のせん断力から、圧縮力無載荷試験体の同一すべり変位に§４．枠付鉄骨ブレース補強架構の水平加力実験

おけるせん断力を差し引き、これを載荷圧縮力で除して求めた。求めた摩擦係数とすべり変位との関係を図 9 に

本実験は、前章に示した既存躯体－鉄骨枠接合部の一示す。図より、載荷圧縮力のみによる摩擦係数は、すべり面せん断実験結果を踏まえ、本工法による枠付鉄骨ブレ変位 10mm 以上の範囲で、エポキシ樹脂接合では約ース補強架構の破壊状況、終局耐力および変形性能を把0.5 以上、無収縮モルタル接合では約 0.6 以上である。

握するために行ったものである。

以上より、式(3)において、エポキシ樹脂接合では摩擦係数を 0.5、アンカー筋の断面積を母材の断面積とし、ま4.1 試験体および使用材料

た、無収縮モルタル接合では摩擦係数を 0.6、アンカー表 3 に試験体諸元を、図 10 に試験体接合部詳細を、－58－

枠付鉄骨ブレースによる既存 RC 造建築物の耐震補強工法の開発－鉄骨ブレース直付け工法－

図 11 に試験体概要の例を、表 4 に使用材料の力学的性2%で各 2 回、R=±3%で 1 回繰り返した後、正側または質をそれぞれ示す。試験体は、無補強既存骨組を含む計負側で押し切った。層間変形角 R は、加力点高さである

4 体で、実験因子は、接合部種類および破壊モードであ梁せい中心位置の水平変位δを基礎スタブ上端から梁せる。補強架構における既存躯体と枠付鉄骨ブレースとのい中心位置までの高さで除した値とした。

接合は、No.2 はエポキシ樹脂のみによる接合、No.3 お
よび No.4 はエポキシ樹脂または無収縮モルタルとアン

4.3 実験結果の概要

カー筋との併用接合である。また、No.2 は鉄骨ブレー図 12 に各試験体の荷重～変形関係を示す。既存骨組

ス破壊型、No.3 および No.4 はせん断すべり破壊型の破の No.1 は，R=±1.5%の繰り返しで正負とも最大耐力に壊を想定した試験体である。なお、No.2 は既存躯体と達し、その後、R=+2.1%で圧縮側柱の柱脚がせん断破壊鉄骨枠との接合をエポキシ樹脂のみのとした試験体でし、軸力保持不能となった。エポキシ樹脂接合の No.2あるが、圧縮ブレースの座屈後、引張ブレースとの力のは、R=±1%の繰り返しでブレース材が引張降伏および鉛直成分差により上枠に生じるせん断力を引き上げる座屈して正負とも最大耐力に達した。その後、R=+4.7%ためのアンカー筋をブレース交点付近に集中配置した。

で両柱がせん断破壊して軸力保持不能となった。アンカー筋併用エポキシ樹脂接合の No.3 は、R=+0.07%で上4.2 実験方法

枠接合部にすべりが生じ、R=±1%の繰り返しで上枠接載荷は、両側の柱にη=1/6 の一定軸力を作用させ、上合部のすべりが顕著となって正負ともに最大耐力に達部梁の両側を水平に押し引きする繰り返し漸増載荷とした。その後、R=-5%で引張側柱にパンチング破壊、圧した。加力は、層間変形角(R)による変位制御とし、縮側柱にせん断破壊が生じたが、加力最終まで軸力保持

R=±0.1、0.2%で各 1 回、R=±0.3、0.4、0.5、1、1.5、した。アンカー筋併用無収縮モルタル接合の No.4 は、R=+0.006%で上枠接合部にすべりが生じ、R=±1%

表 3 試験体諸元
接合部

想定
破壊
モードの繰り返しで上枠アンカー筋の降伏、上枠の座屈試験
体名

ブレース材
(SS400)

枠材(SS400)充填剤

目地幅(mm)

あと施工
アンカー

No.1－－－－－

柱せん断破壊型

R=-4%で引張側柱のパンチング破壊、圧縮側柱のBH-80×80×4.5×4.5［-80×50×6×6
接着面170mmに拡幅

鉄骨
ブレース破壊型

せん断破壊が生じたが、加力最終まで軸力保持し10D13-6本(SD345)
梁中央のみ
1-D10@300(SD295A)

接合部
せん断すべり破壊型

H-100×100×6×8片フランジおとし

H-100×100×6×8

無収縮30モルタル
柱：B ×D =260×260mm，主筋：8-D13(SD295A)，p g =1.50%，帯筋：□-ٛ 6@150(SR235)，p w =0.14%，
共通 梁：B ×D =200×400mm，主筋：4-D13(SD295A)(上下とも)，p t =0.64%，あばら筋：□-6@100(SR235)，
事項 p =0.28%，コンクリート目標圧縮強度(材齢4週)：ٛ =18N/mm2 ，柱軸力： ٛ =ٛ /6No.4w

0B

Bた。
4-D13(上下とも)

200

No.3

エポキシ樹脂φ6@100アンカー D13-6本

400No.2が生じて正負ともに最大耐力に達した。その後、

図 10 試験体接合部詳細

4.
5×2,250No.2

適用
全No.2No.3No.4

試験法： コンクリート,モルタル[圧]JIS A 1108,[割]JIS A 1113,エポキシ[圧]JIS K 7208
供試体： コンクリートφ100×200,モルタルφ50×100,エポキシφ15×40,※1/3 圧縮強度時

種類 規格 降伏点 ヤング係数 引張強度
適用
帯筋,あばら筋
20.5464
ٛ6 SR235 308※※
D13 SD295A 323
18.5456
主筋
D10 SD295A 360
17.4517
No.3,4アンカー
PL4.5 SS400
314
22.0454
No.2ブレース,枠PL6 SS400
317
21.7438
No.3,4ブレース,枠PL8 SS400
320
21.0453
No.3,4ブレース,枠試験法：JIS Z 2241,試験片 JIS Z 2201、※※ 0.2％オフセット
単位：圧縮強度,割裂強度,降伏点,引張強度[N/mm2],ヤング係数[104N/mm2]－59－

アンカー D10@300
H.T.B M16106×8

割裂強度2.39－－2.65

ブレH- ー10 ス
0×100×※

ヤング係数
2.581
0.291
0.295
2.206

260

θ=53.4° 枠 C-80×50×6×6

表 4 使用材料の力学的性質
圧縮強度
24.6
コンクリート
61.9
エポキシ樹脂72.9
エポキシ樹脂59.4
無収縮モルタル

8-D13
φ6@150

4.
5

1,550

10

ブレ
BH ー-8 ス
0×80×53 305010

5310

M8M12
エポキシ
無収縮樹脂
エポキシモルタルt6
樹 脂 50 100 50
50 100 501545 80 4515
t4.5
H-100× 100× 6× 8
H-100× 100× 6× 8[-80× 50× 6× 6
（片フランジおとし） （片フランジおとし）
接 着 面 170mmに 拡 幅

1,350

D10600

D10M8110

D13110145

あと施工アンカー：D10(先端M8ねじ切り)，D13(先端M12ねじ切り)ケミカル，埋込深さ：11d a

θ=53.4°枠 H-100×100×6×8/2

No.3
図 11 試験体概要の例

260
柱断面フジタ技術研究報告 第 45 号

400-50-1-3s Qu

1-400-800
800s Qu

No.4

400-5-30-1-4000-1

試験体

1-400

35R (%)-800
800s Qu400

1

3 5 -5 -3R (%)-800

0-1-400

表 5 終局耐力の実験値と計算値の比較

s Qu

400

No.2

3 5 -5 -3R (%)

Q (kN)

No.3

800

Q (kN)

最大耐力
すべり発生

Q (kN)

800

Q (kN)

No.1

135R (%)-800

図 12 層せん断力～層間変形角関係

終局耐力計算値
最大柱(1本あたり） ブレース
接合部耐力架構
実験値
Q bu
Q ju ep Q jf mo Q jfc Q mu c Q su c Q p

正負正No.2
負95.1
正No.3
負正No.4
負No.1

－－－－－

174

341

371

515－

－

545

303 205－

633

－

180

572

86.8
341
800
305－

187-192566-560759-741754-732

e Qmax

破壊モード

s Qu

1.08
1.11
1.04
1.03
1.20
1.17
1.32
1.28

柱の曲げ降伏後せん断破壊
ブレース降伏後
柱せん断破壊接合部せん断すべり破壊後の柱パンチング・せん断破壊【終局耐力式】sQu：架構の終局耐力
既存(無補強)骨組： s Qu = 2 ⋅ min ( c Qmu , c Qsu ) ，摩擦すべり破壊型： s Qu = Q jf + c Q p + c Qsu ，ブレース降伏先行型： s Qu = 2 ⋅ min ( c Qmu ,c Qsu ) + Qbu ，cQmu：柱曲げ耐力 6),cQsu：柱せん断耐力（修正大野・荒川 min 式）6)，cQp：柱パンチングシア耐力 7),Qbu：ブレースの終局耐力 7)，Qju：エポキシ樹脂接合の接着耐力= 0.31 σ B ⋅ B j ⋅ l j ，Qjf：接合部のせん断摩擦耐力（式(3)），μ：摩擦係数（エポキシ：0.5，モルタル：0.6），sae：あと施工アンカー筋の有効断面積（エポキシ：母材，モルタル：ねじ部）（ただ()し， μ ⋅ σ y ≦ 0.4 σ B ⋅ Ec ），sNv：鉄骨枠に生じる圧縮力= min b Q p , s N vy , c Q p ⋅ h l ，Bj･lj：鉄骨枠と既存躯体との接着面積，bQp：梁のパンチングシア耐力，sNvy：鉛直鉄骨枠の降伏耐力，h：既存骨組の内法高さ，l：既存骨組の内法長さ致している。
図 13 に各試験体の荷重～変形関係包絡線を比較して21000.5示す。なお、図の縦軸は、荷重を無補強試験体の最大耐F=2.0ている。また、計算結果による破壊モードと実験結果は合F=1.5～1.32 の範囲にあり、計算値は実験値を安全側に評価し3F=1.27算値と実験値とを比較して示す。実験値/計算値は、1.034F=0.8

無次元化せん断力

表 5 に脚注に示す終局耐力式による計

F=1.04.4 実験結果の考察

単位：［kN］

1R (%)

No.1No.2No.3No.41.52

図 13 包絡線の比較力で無次元化して示してあり、また、図中には靭性指標 F値 6)を併記した。本工法により補強された架構は、既存骨組に対し、最大耐力が 3～4 倍程度上昇し、初期剛性も謝 辞 本開発は、株式会社カテカとの共同で行ったも大幅に上昇している。また、いずれの補強試験体も十分のです。ご協力いただいた五味晴人技術部長に深謝いたな変形性能も有しており、補強効果が確認された。

します。

§５．まとめ参考文献

枠付鉄骨ブレースの直付け工法に関し、接合部の一面せん断実験、ならびに補強架構の水平加力実験を行った。
実験および考察の結果、以下の知見が得られた。
(1) エポキシ樹脂接合の接着すべり耐力は、式(2)により概ね安全側に評価できた。
(2) あと施工アンカーとエポキシ樹脂による併用接合部のせん断摩擦耐力は、式(3)において、摩擦係数を0.5、アンカー筋の断面積を母材断面積として算定することで安全側に評価できた。
(3) あと施工アンカーと無収縮モルタルによる併用接合部のせん断摩擦耐力は、式(3)において、摩擦係数を 0.6、アンカー筋の断面積をねじ部の断面積とし

1) 小宮，益尾：鉄骨増設ブレース補強用の接着接合部および間接接合部の終局耐力，コンクリート工学年次論文報
告集，Vol.22，No.3，2000 年 6 月
2) 宮内，東端ほか：鉄骨ブレースの接着接合により耐震補強された RC 架構の力学性状、コンクリート工学年次論文
報告集，Vol.20，No.3，1998 年 6 月
3） 宮内，毛井ほか：接着接合された RC 部材の一面せん断性状に関する研究，日本建築学会大会学術講演梗概集，
1998 年 9 月
4） 毛井，宮内：接着接合された鉄骨ブレース補強骨組の力学性状，日本建築学会構造系論文集，第 539 号、2001年1月
5） 太田，村上ほか：圧着接合による無アンカー耐震改修工法の開発，鴻池組技術研究報告，Vol.11，2001 年
6） 日本建築防災協会：既存鉄筋コンクリート造建築物の耐震診断基準・同解説，2001 年 10 月
7） 日本建築防災協会：既存鉄筋コンクリート造建築物の耐震改修設計指針・同解説，2001 年 10 月て算定することで安全側に評価できた。

ひ と こ と

(4) 本工法による補強架構は、初期剛性、終局耐力とも本工法は、日本建築防災協会の技術に上昇し、十分な変形性能を有した。

評価取得により、今後、多くの耐震補強(5) 補強架構の終局耐力は、仮定した耐力式で安全側にへ提案していけると思います。

評価できた。
佐藤 幸博－60－