広島工業大学紀要研究編
第 ₅₃ 巻（₂₀₁₉）49 – 54

論

文

鋼板と繊維シートを併用した外付け補強柱の耐震性能
荒木秀夫*・内田和彦**（平成₃₀年₁₀月₂₆日受付）

Seismic Performance of Retrofitted RC Column with Steel Plates and FRP Sheet
Hideo ARAKI and Kazuhiko UCHIDA(Received Oct. 26, 2018)

Abstract
This paper presents the seismic performance of RC columns retrofitted with steel plates and FRP
sheet. The test columns were subjected to cyclic lateral loads under lateral displacement control. Thecolumn section was 300 mm×400 m, and the shear span was 1200 mm. The test columns weredesigned to replicate existing columns, of which the ratio of the shear strength to the flexural strength
was 0.69.The failure mode of the column without retrofitting was not the shear failure, but the bondslippage failure. The maximum shear strength of the retrofitted columns had the 1.4～1.5 times thatof the column without retrofitting. The increased strength of the retrofitted column could be estimatedby accumulating the strength of the added column to that of the original column.
Key Words: existing building, retrofit, steel plates, FRP sheet

₁いる。鋼板を薄くし，かつ分割することによって軽量化をはじめに図り，重機を不要とすることができ，連続繊維シートで薄従来の鉄筋コンクリート造既存建物に対する補強方法と肉鋼板を巻き立てることで，鋼板同士の溶接を不要とするして強度増強型と靭性改善型がある。₁₉₇₁年以前に建設さことが可能となる。工事費も軽減され，両者を個々に用いるれたせん断破壊先行型の柱を靭性型に改善する方法としてときに生じる欠点を改善することが可能となる方法である。

鋼板巻き立て及び連続繊維シート巻き立てによる方法が存

一方，柱巻き立て工法として柱の全周を巻き立てるのに在する。この方法において前者は鋼板相互を現場溶接しな対して，外付け補強も多く用いられるようになっている。

ければならず，溶接性能に対する信頼性が欠けること以外

その理由は室内に居住しながら外側から補強できるというに，施工時に火花が散り，火災の危険性がある。また鋼板利点のためである。この外付け補強の場合は，従来の全周の重量が大きいので，重機が必要となり，工事費が高くな巻き立て工法が柱のせん断破壊を防止し，靭性能を高めるる等の欠点が存在する。一方，連続繊維巻き立て工法は，ことが目的であるのに対し，外付け柱の耐力を既存躯体の前者に較べて施工性は優れているが，強度が既存躯体と耐力に累加することによって，建物自体の耐力を高めるこシートの接着性能に依存するために，繊維自身の持つ高いとを主目的とするものである。靭性改善型の考え方から強引張強度を十分に発現できず，強度の向上に限界が生じる。

度増強型に変わるものでもある。
本論文で提案するものは上記の分割鋼板と連続繊維シー

また繊維シートの価格は高く，工事費が増大するなどの欠ト補強を外付け補強に応用し，補強部分に主筋を配置し，点があるとされる。
以上のような背景からこれまでに薄肉鋼板と連続繊維シートを併用して両者の欠点を改善する方法を提案されて曲げ耐力向上を目指すものである。本論文は，提案する補強による効果を実験的に検証するものである。

* 広島工業大学工学部建築工学科** 株ウチダ─ 49 ─

荒木秀夫・内田和彦

壊の中央値を示すものとして荒川 mean 式（₂）を使用して

₂

実験概要

₂.₁

基準試験体概要

いる。曲げ耐力算定は略算式（₃）を使用している。強度計算に用いた変数および耐力等を表 ₂ に示す。設計時における試験体の曲げせん断耐力比（Qsu/Qmu）は₀.₆₉であり，既存柱を想定した基準となる鉄筋コンクリート柱の幅は₃₀₀ mm，せいは ₄₀₀ mm である。鉄筋には丸鋼を使用し，材料試験によるせん断耐力式

引張主筋は ₃-₁₉ φ ，せん断補強筋は ₂-₆ φ ＠₂₀₀である。コ

荒川 minimum 式

ンクリートの設計基準強度は Fc₁₈としている。設計基準強 0.053 ⋅ pt0.23 ⋅(18 + σ B )Qsu = + 0.85 pw ⋅ σ wy + 0.1σ 0  b ⋅ jM
012.
+

Q⋅d

度および配筋は₁₉₇₀年代に建設された建物の柱を模擬している。柱断面詳細は表 ₁ に示すとおりである。なお，試験（₁）

体とする柱部分の上下端部には加力用の試験機に固定するため ₄₀₀ mm×₆₀₀ mm×₁₃₅₀ mm のスタブを設けている。

荒川 mean 式

スタブは D₁₉ および D₁₀ で補強している。なお，コンク 0.068 ⋅ pt0.23 ⋅(18 + σ B )Qsu = + 0.85 pw ⋅ σ wy + 0.1σ 0  b ⋅ j
M.
012+


Q⋅d（₂）

リートは平打ちである。
柱の耐力算定に使用したせん断耐力式と曲げ耐力式は以下のとおりである。柱の耐力算定の際にはコンクリート設計基準強度 ₁₈ N/mm₂ を使用し，鉄筋強度は設計時には耐曲げ耐力式

震診断基準₁︶ に常用される値（₂₉₄ N/mm₂）を使用していN 
0.8 at ⋅ σ y ⋅ D + 0.5 N ⋅ D  1 −b ⋅ D ⋅ Fc Qmu =L/2る。ま た，せ ん 断 強 度 式 に つ い て は 設 計 時 に は 荒 川
minimum 式（₁），実強度算定では材料強度としてコンク（₃）

リートは実験実施日に行った圧縮試験の結果 ₂₆.₁ N/mm₂，実強度を使用した曲げせん断耐力比（Qsu/Qmu）は₀.₈₉と鉄筋には引張試験の結果を用いている。算定式はせん断破なった。

表₁

柱断面詳細

断面
設計基準強度 せん断スパン比
b×D［mm］ Fc［N/mm₂］
M/Qd
₃₀₀×₄₀₀

₁₇.₆（₁₈₀ kg/cm₂）

₁.₆₇

表₂

帯筋
SR₂₄

QsuQmu₆-₁₉ φPg＝₁.₄₂％

₂-₆ φ @₂₀₀
Pw＝₀. ₁₉％₀.₆₉

柱の各種強度一覧

記号pt

主筋SR₂₄設計強度
引張主筋比（％）

実強度₀.₇₁₂Fc

コンクリート強度（N/mm ）M/Qd

シアスパン比pw

せん断補強筋比（％）

₁₇.₆

₂₆.₁
₁.₆₇
₀. ₁₉₂σ wy

せん断補強筋降伏強度（N/mm ）₂₉₄₅₄₉σ₀

軸力比₀.₁₉₀.₁₃

at₂

引張鉄筋断面積（mm ）

₈₅₁

₂σy

主筋降伏強度（N/mm ）D

柱せい（mm）

₄₀₀b

柱幅（mm）

₃₀₀d

有効せい（mm）

₃₆₀

N

軸力（kN）

₄₀₀

Qsu

せん断強度（kN）

₁₆₅.₇（minimum 式）

₂₃₅.₂（mean 式）

Qmu

曲げ強度（kN）

₂₄₁.₅

₂₆₃.₅

Qsu/Qmu 曲げせん断耐力比

₀.₆₉₀.₈₉₂₉₄

─ 50 ─₃₂₄

鋼板と繊維シートを併用した外付け補強柱の耐震性能

図₁-₁

₂.₂

試験体形状および接合筋位置

No. 2

試験体

No. 3

試験体

No. 4

試験体

補強概要

補強は外付け柱を想定して柱部分の片側のみに設置している。断面は ₁₅₀ mm×₃₀₀ mm としている。主筋は異形鋼とし，引張主筋 ₁-D₁₉ を使用している。タイバーとして₁-D₁₃＠₁₀₀ を使用している。タイバーは鋼板のグラウト打設時の孕みだしを防止する役目とグラウト硬化後はせん断補強筋の役目も期待している。鉄板はリブ付分割鋼板であ

図₁-₂

り，SS₄₁ を使用している。厚さ t＝₃₂ である。分割幅は₂₀₀ mm とし，試験体部分は ₆ 分割となっている。鋼板を₂.₃補強する FRP シートはポリアリレート（商品名ベクトラ①コンクリート

補強断面詳細材料特性ン）である。注入する無収縮グラウトは低発熱タイプ（商材料試験用テストピースは試験体同様，現場封緘養生を品名プレユーロックス M）を用いている。グラウトは鋼行っている。各試験体の加力試験直近でコンクリートおよ板＋シートを施工後，柱上部から打設した。また，既存部びグラウトの圧縮試験および割裂試験を行った。圧縮試験と新設するグラウトの接合筋は接着系あと施工アンカー M₈

方法は JIS A₁₁₀₈ に準拠して行った。また割裂引張試験は全ねじボルトを₁₂本打設した。また，鋼板を既存柱部分にJIS A₁₁₁₃ に準拠して行った。コンクリートのひずみはひ接続するためのあと施工アンカー₁₂本を打設している。あずみゲージとコンプレッソメーターを併用して計測していと施工アンカー打設位置を図₁-₁に示す。補強の無い既存試る。無収縮モルタルはひずみゲージのみで計測している。

験体を No. ₁ としている。補強試験体は ₃ 体である。従来

表 ₃ にコンクリート及び無収縮グラウトの力学的特性を示型補強型 No. ₂ 試験体はタイバーや鋼板を固定するボルトす。コンクリートの圧縮強度は設計基準強度が Fc₁₈であっが分割鋼板の外側に露出している。この形態は施工に手間たが，実験実施日には ₂₆.₁ N/mm₂ となった。これはコンがかかることおよび外観が良くないことが問題と考えられクリートの材令が約 ₄ ヵ月となったためである。逆にグラる。これらを改善するために，あと施工アンカーとタイウトの圧縮強度は社内規格値の ₆₀.₇ N/mm₂（標準養生；バーを分割鋼板内で固定するタイプを ₂ 種類提案している。

材令₂₈日）より下回っている。これは本供試体が現場封緘

No. ₃ 試験体はタイバーを固定するために C 型鋼及び山型鋼を用いている。No. ₄ 試験体はさらに簡素化したもので

表₃σ B（N/mm₂） Ec（kN/mm₂） σ st（N/mm₂）ある。図₁-₂に補強柱断面詳細図を示す。

─ 51 ─

コンクリート及びグラウトの力学的特性

Concrete

₂₆.₁

₂₅.₀

₂.₂₉

Grout

₄₁.₈

₂₉.₇₃.₇₉

荒木秀夫・内田和彦

養生であったためと考えられる。

₁/₁₃₃，₁/₁₀₀，₁/₈₀，₁/₆₆，₁/₅₀，₁/₂₅，rad. を正負各 ₁②鉄筋回ずつ行った．その後押し抜き載荷した。

既存柱部分のせん断補強筋 φ ₆ および主筋 φ ₁₉ および補₃

実験結果

₃.₁

ひび割れ性状強部分の縦筋 D₁₉ それぞれ ₆ 本ずつ引張試験を行った。そのうち ₃ 本はひずみゲージを貼付し応力ひずみ関係を調べた。丸鋼の φ ₆ はゲージ貼付のため断面を研磨したため強図₃-₁に試験体の最終ひび割れ性状を示す。補強の無い度が低下したのでゲージを貼付したものとしないものの平No. ₁ 試験体は変形角 R＝₁/₈₀₀ rad. で柱脚に曲げひび割れ均の割合で応力を増加させている。表 ₄ に鉄筋の力学的特が発生する。以後このひび割れ幅が拡大するのみであるが性一覧を示す。また FRP シートの力学的特性を表 ₅ に示

変形角 R＝₁/₅₀ rad. で柱頭，柱脚にコンクリートの曲げ圧す。ただし，この値はカタログ値である。

壊が始まる。せん断破壊先行型として設計しているが現実の破壊形式は主筋の抜け出しによる付着滑脱破壊が発生し表₄鉄筋の力学的特性₂ていると考えられる。補強のある試験体は変形角 R＝₁/₄₀₀₂₂σ y（N/mm ） Es（kN/mm ） σ t（N/mm ）rad. で柱上下端部に曲げひび割れが発生し，その後は補強

φ₆₅₄₉₁₈₇.₂₆₃₁の無い試験体と同じひび割れ進展過程をたどる。ただし，

φ ₁₉₃₃₃₂₀₀.₆₄₄₅

補強試験体 No. ₃，No. ₄ 試験体は変形角 R＝₁/₁₇ rad. あた

D₁₉₃₉₇₁₈₈.₁₅₄₆

りで対角上に斜めひび割れが発生する。これは柱にアーチ機構が形成され対角方向に大きな圧縮力が発生したものと

表₅ポリアリレート繊維₂.₄考えられる。補強部材は既存部分の主筋の抜け出し位置に

FRP の力学的特性（カタログ値）
引張強度（N/mm₂）

引張弾性率（kN/mm₂）

₂₀₃₀

₁₂₂

載荷方法

建研式二軸載荷装置を用いて逆対称モーメント加力による正負交番繰り返し載荷により行った。図 ₂ に加力装置図を示す。また軸力 N は ₄₀₀ kN とし，水平加力中一定に保つよう制御した。なお，コンクリートの設計基準強度を ₁₇.₆N/mm₂ とすると No. ₁ 試験体の軸力比は₀.₁₉程度となる。
試験体の固定は上下スタブを反力床および加力梁に鋼棒を用いて緊結した。スタブ間変位 δ を試験区間 L で除したもの
を変形角 R とし，変形角 R＝₁/₈₀₀，₁/₄₀₀，₁/₃₀₀，₁/₂₀₀，

水 平 移 動 用 ジャッキ

垂 直 ジ ャッキ反ｶｳﾝﾀｰｳｴｲﾄ

図₃-₁

最終ひび割れ性状

図₃-₂

補強部破壊状況

力壁
Ｌ 型 ヨーク
水平 ジャッキ

反図₂

力

床加力装置
─ 52 ─

鋼板と繊維シートを併用した外付け補強柱の耐震性能

0-100

200

10000部材角R(×10－2)

5-300

200

1000282.7kN-50部材角R(×10－25)-300

271.5kN

1000-200-289.5kN-50部材角

図₄No.4-100-200-200-187.4kN-5300296.1kN

No.3-100-100-200-300300

276.2kN

Q(kN)

100

No.2

せん断力

200

せん断力

202.5kN

Q(kN)

300

No.1

せん断力

せん断力 Q(kN)

200Q(kN)

300

R(×10－2)-300

5-282.5kN-50
部材角R(×10－25)

荷重変形関係相当する柱頭柱脚での分割鋼板が離間する。提案する No.

表₆₃ および No. ₄ 試験体の補強ではこの部分に連続シートがエポキシ樹脂で接着されているため，シートの破断が見られる。図₃-₂に補強柱の破壊性状を示す。既存柱の柱頭，柱脚位置以外でのシートの破断等は見られなかった。また，いずれの補強試験体においても補強部分と既存柱の接合部間に顕著な分離は観察されなかった。

最大耐力比較（kN）

試験体

正負平均増加率No. ₁

既存柱₂₀₃₁₈₇₁₉₅―No. ₂

従来型補強₂₇₆₂₈₃₂₈₀

₁.₄₃No. ₃

提案補強 ₁₂₉₆₂₉₀₂₉₃

₁.₅₀No. ₄

提案補強 ₂₂₇₂₂₈₃₂₇₇

₁.₄₂300
₃.₂

水平荷重変形関係200Q(kN)

図 ₄ に各試験体の荷重変形関係を示す。補強のない No.
₁ 試験体は変形角 R＝₁/₈₀₀ rad. から剛性低下が始まるもの

水平荷重の耐力は上昇し続ける。変形角 R＝₁/₅₀ rad. で最大耐力₂₀₂.₅ kN に達する。変形角 R＝₂₅ rad. に至る過程で耐力低下が始まる。変形角 R＝₁₇ rad.（変位 ₇₀ mm）で水平荷重が半減したため実験終了とした。補強試験体も補強の無い

1000-100

No.1
No.2
No.3
No.4-200

試験体と同じ性状を示すが，最大耐力は変形角 R＝₁/₅₀～-300

₁/₂₅ rad. あたりで記録している。最大耐力以降の耐力低下-5は緩やかであるが，No. ₃，No. ₄ 試験体において試験体の図₅

対角方向に斜めひび割れの発生する時に耐力が急落する箇所が見られる。いずれの試験体も最大耐力までの復元力特－2)

5

包絡線比較

₄考

₄.₁

既存柱の付着滑脱曲げ耐力性は紡錘形を示している。最大耐力以降は幾分スリップ形状となる。

0部材角 R(×10察

ひび割れ性状をみると主筋の付着滑脱の傾向が見られる。
₃.₃

最大耐力

そこで材料強度に実強度を用いた付着滑脱する場合の柱耐表 ₆ に最大耐力一覧を示す。補強の無い試験体の最大耐力を既往の文献₃︶ を参考にして（₄）式を用いて算出した。

力は正負の平均値で ₁₉₅ kN であり，表 ₂ に示す曲げ耐力

この計算方法は軸力を受ける無筋柱の曲げ耐力と引張鉄筋Qmu に達していない。これは柱主筋が丸鋼であるため降伏と圧縮鉄筋の曲げ耐力の累加できると仮定した N-M 曲線式

以前にコンクリートから抜け出す付着滑脱破壊が先行してから導出されたものである。

いるためと考えられる。主筋の付着滑脱が支配的になることは既往の文献₂︶ から指摘されているところである。補強N3 ≤ N < N4のある試験体はそれぞれ ₂₈₀ kN，₂₉₃ kN，₂₇₇ kN となっ

Mu =た。No. ₁ 試験体に対する耐力平均値の上昇率はそれぞれ

2N0D  N 0 2   R ⋅ j−−N+−
⋅a
⋅
σ+R2

ty
  + 22 ⋅ N0  42

₁.₄₃，₁.₅₀，₁.₄₂となった。このことから補強によって₁.₄（₄）
N0 j
1−  + R2 DN
N 4 = −2 ⋅ at ⋅ σ y + 0 + R2倍の耐力上昇が期待できることがわかった。また，図 ₅ に

N 3 = −2 ⋅ at ⋅ σ y +示す荷重変形関係の包絡線比較からも分かるように補強法の違いによる有意な差はない結果となった。

補強の無い No. ₁ 試験体の強度は ₂₄₇.₅ kN となり実験値
─ 53 ─荒木秀夫・内田和彦

₂ ）既存柱に対し，外付け柱補強を行うことで，₁.₄～₁.₅を ₂ 割程度上回る値となった。上記の式では鉄筋の付着強₂倍程度の耐力上昇を見込むことができる。

度として ₁.₃₅ N/mm （短期でその₁.₅倍）を仮定しているが，コンクリートが平打ちであることを考慮するとこの値₃ ）提案したあと施工アンカーとタイバーを内蔵する補強より低い付着強度となる可能性があると考えられる。補強は既往の補強法とほぼ相違が無いことを確認した。

柱の場合は補強柱を施工した後に軸力を載荷しているため，₄ ）耐力算定において既存柱の曲げ耐力と補強部分の耐力を累加することができる。

実施工の状態と異なり，補強柱も軸力を負担することになる。そのため載荷時軸力を柱断面積割合で負担するとして₅ ）本試験体はせん断破壊先行で設計されているが，付着既存柱の軸力を低減した場合の付着滑脱による曲げ耐力を滑脱破壊が先行したため抵抗機構がアーチ機構に移行求めると既存柱が分担する耐力は ₂₂₃.₇ kN となる。

し，せん断破壊が発生しない結果となっている。上記の結論は曲げ降伏ないしは付着滑脱の破壊形式のもの

₄.₂

補強部の曲げ耐力に適用できると考える。

補強部分には曲げ主筋として D₁₉ が ₁ 本配筋されてい謝る。この主筋は異形鉄筋であるため，付着滑脱する恐れな辞ない。この主筋が降伏するとして曲げ耐力を前述の曲げ耐本実験実施に際して，太平洋マテリアルより資材の提供力計算式（₃）を用いて求めると ₇₀.₂₄ kN となる。前項でを受けた。また試験体製作および加力に際しては平成₂₉年

述べたように補強柱は軸力を面積割合で負担すると仮定し度広島工業大学卒論生の多大なる協力を得た。ここに記している。補強既存柱と合わせると ₂₉₃.₉₄ kN となり，補強て謝意を表する。

柱の最大値とほぼ同じ値になる。全体的にみると計算耐力が実験より大きめに出ているのは，先にも述べたように主筋の付着強度を過大評価していること原因があると考えられる。

₅結文

献₁ ）（財）日本建築防災協会：₂₀₀₁年改訂版既存 RC 造建築物の耐震診断基準・解説，₂₀₀₁
₂ ）荒木秀夫，伊崎聖也 : せん断破壊した低強度コンクリー

論

ト極短柱の補修効果，日本建築学会技術報告集，第₁₈

鉄板と FRP シートを用いた外付け補強柱の載荷実験を巻，第₄₀号，pp. ₉₁₉-₉₂₄, ₂₀₁₂
₃ ）矢作建設工業株式会社，地震工学技術研究所「主筋の行った。実験の範囲内で以下の結論を得た。
₁ ）既存柱と外付け柱は一体で抵抗することを確認した。

─ 54 ─

すべりを考慮した RC 柱の曲げ終局強度」，₂₀₀₉