淺沼組技術研究報告

No.22(2010)

２．RM ユニットを用いた増設耐震壁補強工法の開発－その３ 増打ち壁による補強工法およびエポキシ樹脂による接着接合－
Development of RM Retrofit Shear Wall
－Part 3 Thickening Existing Shear Wall and Joint Method using Epoxy Resin－
森 浩二＊１

中澤 敏樹＊１

山下 勝司＊１

要 旨
既開発の RM 耐震補強工法の適用範囲を拡大するため、増打ち RM 壁補強および接着工法を開発し、フレーム実験による耐震補強性能の検証を行った。増打ち RM 壁補強は既存耐震壁の増厚による補強であり、接着工法は増設 RM 壁と既存躯体をエポキシ樹脂により接着接合する工法である。実験によって、増打ち RM 壁補強については、既存耐震壁と増打ち RM 壁板の累加強度式によって終局せん断耐力の評価が可能なこと、増打ち RM 壁板
が周辺フレームとの一体性を確保しており荷重伝達が適切に行われていることを確認した。また、接着工法については、接着強度に関する既存の評価式を用いることによって接合部破壊時の終局せん断耐力を安全側に評価できること、接着接合を行わない柱壁間のせん断強度を安全側に評価できることを確認した。
キーワード：RM 耐震補強工法／RM ユニット／増打ち／あと施工アンカー／接着／エポキシ樹脂
１．はじめに
1.1 背景筆者らは、RM 耐震補強工法として RM ユニットを用いて増設耐震壁を構築する補強工法を開発してきた。RM 耐
震補強工法は、RC 増設耐震壁による耐震補強工法と比べて、施工性が良く、工期が短縮できるなどのメリットがある。これまでに行った構造実験では、耐震補強性能に関して RM 増設耐震壁が RC 増設耐震壁と同等であることを確認している 1)。
従来の RM 耐震補強工法（図－1）は、既存建築物のオープンフレーム内に増設耐震壁を構築するため、既存建築
物の内部空間の機能に与える影響が大きく、適用可能なケ(a) 概要ースが限定されていた。また、既存躯体と増設 RM 壁とのウェブ

接合にあと施工アンカーを用いるため、施工時の騒音・振動・粉塵を低減する工法が望まれていた。
そこで、前者に対しては既存耐震壁の増厚（増打ち RM壁）による補強工法を、後者に対しては接合部を接着接合

フェイスシェル

とする補強工法の開発を行った。増厚補強は内部空間の機能への影響が非常に小さく、接着接合は施工時の騒音・振(b) RM ユニット

動・粉塵の低減が可能となる。本報では、これらの補強工法による耐震補強性能を検証することを目的として行っ

図－1 RM 耐震補強工法

た構造実験 2),3)について報告する。

*１ 技術研究所構造研究グループ
2-1

淺沼組技術研究報告

No.22(2010)

２．実験概要

1.2 増打ち補強の概要および実験目的

2.1 試験体

対象となる耐震壁は柱型および梁型を有する耐震壁と(1) シリーズ 1 (増打ち RM 壁試験体)

し、既存躯体の柱梁型の内側に、既存の壁に並列させる形
で RM 壁を構築する。既存柱および梁と RM 壁はあと施工

１層１スパンの RC 耐震壁に、RM 耐震補強工法によるアンカーで連結される。既存の壁と RM 壁は、RC による壁の増打ち補強を行った試験体を１体製作した（RM-T）。

増打ち壁補強の場合と異なり、接合を行わない。RM 壁へ

試験体の配筋図を図－2(a)に示す。既存壁厚を 60mm、増の荷重の伝達は全て柱梁によって行われ、既存の壁と RM

打ち壁厚を 100mm とし、増打ち後の壁厚（160mm）の中壁の伝達力には期待しない。

心が載荷面に位置するようにした。既存壁の表面は無処理

本工法は既存の壁の仕上げ材の撤去、目荒らし、ジベルとし、ジベル筋などの接合筋の配置や目荒らしなどの処理

筋の打設が省略され、工法が簡略化できるといったメリッは行わなかった。一方、柱および梁は面積比約 15%の目荒トがある反面、既存の壁と RM 壁との一体性が欠けること

らしを行ない、有機系カプセル型の接着剤によるあと施工

によって耐震壁としての性能が十分に発揮できない恐れ

アンカーを施工した。
試験体に使用する RM ユニットは縮小モデルの加工精がある。
仕上げ材撤去の有無について比較した RC の増打ち壁補

度の都合により、縦目地のみが打込み目地仕様となってい4)

強に関する既往の実験 では、両者の性状に大きな違いはる。そのため、縦目地は打込み目地とし、フェイスシェルないことが報告されており、既存の壁と増打ち壁を接合しの側面に接着剤を塗布し、予備接着を行った。横目地は目ない場合にも、増打ちによる補強効果が得られることが期

地厚さ 3mm の薄目地とし、既調合モルタルを目地モルタ待される。しかし、増打ち RM 壁による補強においても同ルに使用した。また、最下段の RM ユニットと梁上との間様の結果となることは自明ではないため、実験によってそは 3mm 程度の高さの根付モルタル（目地モルタルと同材の補強効果を確認することとした。

料）を塗った。
RM ユニットの割付はスパン中央に対して左右対称とし、1.3 接着工法の概要および実験目的
既存躯体の柱梁と補強部材との接合に接着剤を用いて寸法調整のための RM ユニットの切断は行わないことと接合する方式は、鉄骨ブレースによる補強や RC 増設耐震した。RM ユニットと左右の柱面との間に生じる約 20mm

壁などでエポキシ樹脂を注入する方式のものが既に使用の空隙は、壁体部に充填するモルタルを同時に充填した。

されているが、あと施工アンカーのように仕様が一般化さ

梁下の空隙には、スパイラル筋（φ3、外径 75mm）をれておらず、実績もあと施工アンカーに比べると少ない。

配置し、無収縮グラウトを充填した。
配筋量は、補強前、補強後ともにせん断破壊型となるよまた、粘性の異なる２種類のエポキシ樹脂を使用する必要

うに設定した。

があり、施工が煩雑である。

(2) シリーズ 2 (接着工法試験体)

そこで本工法では、接合筋を溶接した鋼板を既存躯体の柱および梁面に圧力を加えて接着（圧着）する方式を採用

梁下の接合部破壊を想定した試験体１体（RM-EB）と、した。圧着式で使用するエポキシ樹脂は１種類で、施工は

柱 と RM 壁 と の 接 合 部 破 壊 を 想 定 し た 試 験 体 １ 体

簡易である。一方、柱面の圧着は施工が困難であるため、（RM-EC）を製作した。RM-EB では１層１スパンの RC

本工法では柱面には鋼板を接着せず、一体性確保の効果を柱梁架構に、接着工法を用いた RM 耐震補強工法による耐期待して面積比 15%程度の目荒らしを行うこととした。

震補強を行った。RM-EC では１層 1/2 スパンの RC 柱梁架

5),6)により、エポキシ樹脂とコンクリート、

構に RM 耐震補強を行なった後、柱が試験体の上部に位置

鋼板との接着接合部のせん断試験ではコンクリート側のするように 90 度回転させた。図－2(b)、(c)に試験体母材破断となることが知られている。また、接着面の強度

RM-EB、RM-EC の配筋図を示す。

既往の研究

既存躯体と壁との接合部は、梁壁間を接着接合とし、柱はコンクリートの引張強度で表すことができ、接着方法に
6)

は依存しない 。したがって、本工法においても接着面の壁間は目荒らしのみとした。すなわち、上下梁の接合面（壁強度は既存の評価式によって評価可能として、実験での確と接合する面）には接合プレートを接着剤（エポキシ樹脂）

認を行った。

で圧着し、柱の接合面は面積比 15%の目荒らしを行った。

また、梁壁間と柱壁間の接合部の仕様が異なるため、柱配筋量は、RM-EB、RM-EC ともに、想定した接合部破と RM 壁との接合部が破壊する際の終局せん断耐力を確

壊型となるように設定した。その他の、RM ユニットの組認するための実験を併せて行なった。

積方法などの仕様はシリーズ１と同様とした。
2-2

淺沼組技術研究報告

柱主筋D13

B-B’断面壁縦筋D6@100

1,440

A
280 250250

250 280

D6@100

12-D13

145

45
900

B

12-D1360

1,100

縦筋D6@150

D13@100

400

D6@100横筋D6@150250

250 280
8-D19

D13@100

400

8-D19

900

250

60

145

壁横筋D6@100A
280 250250
フープD6@100

柱主筋D13

B-B’断面

1,440

250

フープD6@100

250

45

250

B

B’ 8-D22

B’

1,100

1,440

250

No.22(2010)

8-D22
D16@100

525

525

D16@100

1,940

730

730

A-A’断面

既存フレーム部配筋図
250

スパイラル筋φ3,外径75,@35

スパイラル筋φ3,外径75,@35

1,440

250

エポキシ樹脂あと施工アンカー D10
頭ナット付
定着長20d、埋込み深さ8d

上部充填モルタル

700

730

A’

A-A’断面

既存フレーム・壁部配筋図
1,440

1,940

730

700

A’

接合鋼板 PL6

上部充填モルタル

100

根付モルタル 3mm

60

縮小RMユニット
200x100x97
900

縮小RMユニット
200x100x97
横筋D6@100
縦筋D10@200

100

根付モルタル 3mm

横筋D10@100
縦筋D13@200

RM増設壁部配筋・ユニット割付図

RM増設壁部配筋・ユニット割付図(b) 試験体 RM-EB（接着工法）(a) 試験体 RM-T（増打ち壁）
250
150

150

250

せん断補強筋D6@100

900

主筋6-D13C-C’断面

A

B

2,500
250

900

250

500

550

500

梁

150
820

8-D22

605

605

D16@100

1,400

700

700

2,800

A’

605

梁

φ50

C’

6-D13

820

D6@100

横筋D10@100

1,020

柱

C
820

1,220

400

M8長ナット埋め込み
ネジ鉄筋6-D25

400

8-D19
D13@100

400

550

1,825

700

700

A-A’断面

B-B’断面B’

既存フレーム部配筋図
900

900

異形筋スタッド D13
定着長20d接合鋼板 PL6

スパイラル筋φ3,外径75,@35

柱

エポキシ樹脂縦筋D13@200

RMユニット200×100×97

800

横筋D10@100
800

820

900

異形筋スタッド D13
定着長20d梁

無収縮モルタル梁

RM増設壁部配筋図

RM増設壁部ユニット割付図(c) 試験体 RM-EC（接着工法、90 度回転）
図－2 試験体図2-3

淺沼組技術研究報告

2.2 使用材料

No.22(2010)

2.3 載荷装置および載荷スケジュール

試験体に使用したコンクリート、モルタル、RM ユニッ

図－3 に示す載荷装置により、油圧ジャッキを用いて左ト、鉄筋の材料試験結果を表－1 に示す。また、RM ユニ

右から梁を押し引きし、左右のジャッキの荷重がほぼ等し

ット、接合プレートは以下のものを使用した。

くなるように制御した。試験体 RM-T、RM-EB では、試験(1) RM ユニット

体両側の柱の頂部に柱軸力比 0.15 の一定軸力を載荷し、RM ユニットの 1/2 縮小モデル（200mm×100mm×

RM-EC に対しては軸力は加えないものとした。

97mm）を使用した。RM ユニットの水平接合面は薄目地

左右の荷重の合計をせん断力 Q、下スタブと梁との相対仕様、鉛直接合面は打込み目地仕様による。

変位（δh）を載荷点高さ（H）で除したものを変形角 R(2) 接合プレートとした。

鋼材種別 SS400、板厚 6mm の鋼板を使用し、接着面（既載荷スケジュールは変形角 R=0.5/1000、2/1000、5/1000、

存 躯 体 側 ） は シ ョ ッ ト ブ ラ ス ト 加 工 （ SIS － Sa 1/2 、10/1000、15/1000（各３回）、20/1000（１回）の正負交番

SSPC-SP10）により黒皮を除去した後、防錆塗料としてエ載荷とした。

ッチングプライマーを塗布した。定着面（RM 壁側）は異形筋スタッド（D13）を溶接した。

反力フレーム押1000kN, 引500kN
油圧ジャッキ反力壁±1000kN
ロードセル

表－1 材料試験結果

Q/2
- +

Nc

(a) コンクリート・モルタル
圧縮強度σB (N/mm2)
31.7
32.3
68.6
71.8
46.1

種別
柱・梁・既存壁
下スタブ
壁体部充填モルタル
上部充填モルタル
目地モルタルNc±500kN
ロードセル±1500kN

Q/2ロードセル
- +

δh
H

ヤング係数
Ec (×104N/mm2)
2.87
2.70
2.59
2.26
2.36

押2000kN, 引1000kN
油圧ジャッキ

南

試験体
R

北

押3000kN, 引1500kN
油圧ジャッキ反力床

図－3 載荷装置

３．実験結果（シリーズ 1）(b) RM ユニット
圧縮強度
σB (N/mm2)
52.5
44.0

種別
RMユニット
プリズム圧縮強度

3.1 実験経過（試験体 RM-T）
試験体の荷重変形関係を図－4 に、最終状況を写真－1

ヤング係数
Ec (×104N/mm2)
―
2.99

に示す。
試験体は、変形角 R=0.5/1000 までに RC 壁板、RM 壁板
ともにせん断ひび割れが発生し、柱に曲げひび割れが発生した。その後、柱頭部にせん断ひび割れ、梁下に接合面に(c) 鉄筋
使用部位

呼び
(鋼種)

D6
柱帯筋、既存壁筋
RM壁筋(SD295A相当)

降伏点強度
σy

引張強度
σu

(N/mm2)(N/mm2)

316

532

20.8

沿ったひび割れが生じ、R=5/1000 までに引張側柱脚の柱主伸び(%)

筋が全て引張降伏した後、最大荷重となった。
変形角 R=10/1000 では柱にせん断ひび割れが生じ、R=15/1000 の負方向載荷時で柱頭の柱主筋が降伏し、RC

RM壁筋
アンカー筋

D10
(SD295A)

367

506

17.8

柱主筋
RM壁筋

D13
(SD295A)

367

503

17.0

異形筋スタッド

D13(SD295A)

431

588

23.0

壁板のスリップ破壊と見られるひび割れが生じた。このとき、RM 壁側では RM ユニットの目地のずれが生じており、RM ユニット内部では、RC 壁板同様のスリップ破壊を生じていた可能性が考えられる。
その後の繰り返し載荷で RC 壁板、RM 壁板のスリップ破壊が顕著になり、荷重が大きく低下したため、R=20/1000の繰り返しを 1 回行った後、載荷を終了した。限界層間変形角 R80 は 15/1000 となった。

2-4

淺沼組技術研究報告

No.22(2010)

加力方向

-

2000
柱頭せん断ひび割れ
柱脚曲げひび割れ

Qmax = 1376kN

RC壁せん断ひび割れ

wQmu = 1368 kN

柱頭主筋全降伏1000

RM壁せん断ひび割れ

荷重 Q (kN)

R80=15/1000

柱脚主筋全降伏

1500+

wQsu = 952 kN

500
フェイスシェル剥離

0
-25

-20

-15

-10

-5

目地ずれ

-500

-1000
せん断破壊が
顕著になる

-1500

柱頭主筋全降伏 柱脚主筋全降伏

05
10
R=1/250(F=1.0)15
R=1/80(F=2.0)

20

25

梁下ずれ

Qmax = -1300kN-2000(a) 既存 RC 壁側

変形角 R (1/1000rad)

加力方向

-

図－4 荷重変形関係（RM-T）+(b) 増打ち RM 壁側
図－5 試験体 RM-T ひび割れ図（R=10/1000 時）

3.3 終局せん断耐力

写真－1 試験体 RM-T 最終状況

RC 耐震改修指針 7)や SRC 耐震改修指針 8)では、増打ち壁の耐力に関する資料が少ないことを理由に、増打ち壁の耐力評価は増設壁の評価方法を準用するとされているの3.2 破壊形式
実験経過をみると、試験体は変形角 R=5/1000 で引張側

みで具体的な評価方法は明示されていない。

柱脚の柱主筋が引張降伏しており、曲げ降伏が先行してい一方、(財)日本建築総合試験所の鉄筋コンクリート増設た。その後の耐力低下は、R=-13/1000 で壁板にスリップ破壁耐震補強設計・施工指針 4)では、増打ち壁の終局せん断壊が生じるまでは緩やかで、破壊形式は曲げ降伏後のせん

耐力評価式として、既存壁の終局せん断耐力と増打ち壁板

断破壊型であった。

の終局せん断耐力を累加した式を用いている。

変形角 R=10/1000 時の既存 RC 壁、増打ち RM 壁に発生

′ 2
w Q su = w Q su1 + w Q su

したひび割れ（図－5）を比較すると、ひび割れの分布、(1)w Q su ：増打ち耐震壁の終局せん断耐力

角度などが類似している。このことから、壁板の応力状態

w Q su1 ：既存耐震壁の終局せん断耐力は両者でほぼ同様であったと考えられ、RM 壁板への荷重′ 2 ：増打ち壁板部分の終局せん断耐力
w Q su伝達は既存壁と同程度であったといえる。
前述したように、試験体の破壊形状は既存 RC 壁側、増この式は、通常の増打ち壁の実験結果のほか、既存壁と増打ち RM 壁側ともに壁板のスリップ破壊である。破壊はほ打ち壁を接合しない実験結果についても適合している。しぼ同時期、変形角 R=-13/1000 の付近で生じた。この破壊たがって、本試験体でも式(1)を用いて評価を行った。なお、が同時に発生したものか、もしくは、一方が破壊した後に増打ち壁板部分の終局せん断耐力 wQ’su2 は RM 造を RC 造

もう一方に荷重が集中して破壊したのかは不明であるが、と同等とみなし、式(2)を使用した。

試験体に大きなねじれが生じていないことから、ほぼ同時′ 2 = τ ′su 2 ⋅ t w2 ⋅ l wo
w Qsu

か、少なくとも間をおかずに連続して破壊したことがわか′ 2 = σ B 2 20 + 0.5 pw2 ⋅ σ wy 2
τ su

る。
2-5

(2)

淺沼組技術研究報告

No.22(2010)

t w2 ：増打ち RM 壁板の厚さ、 l wo ：増打ち RM 壁板

４．実験結果（シリーズ 2）の長さ、 σ B 2 ：増打ち RM 壁板のプリズム圧縮強度、

4.1 実験経過

pw2 ：増打ち RM 壁板の壁筋比、 σ wy 2 ：増打ち RM(1) 試験体 RM-EB
試験体 RM-EB の荷重変形関係を図－7(a)に、最終状況

壁板の壁筋の降伏強度を写真－2 に示す。

表－2 に各種耐力の算定結果と実験結果の比較を示す。
表中には、既存耐震壁と増打ち RM 壁を一体打ち壁とみな変 形 角 R=0.5/1000 で 柱 脚 に 曲 げ ひ び 割 れ が 生 じ 、して算定した終局せん断耐力 9)wQsu0、および曲げ終局時せ

R=2/1000 で壁にせん断ひび割れが発生した。R=5/1000 まん断力 9)wQmu を併せて示した。

でに柱頭にパンチングによるひび割れが生じた後、最大荷重となった。

累加による終局せん断耐力 wQsu と一体打ち壁とみなした終局せん断耐力 wQsu0 はほぼ等しい。また、実験時最大

変形角 R=5/1000～6/1000 までに壁板や柱のせん断ひび

せん断力 Qmax は終局せん断耐力 wQsu の 1.4 倍であり、曲げ割れ幅が拡大し、柱帯筋、壁横筋が降伏した。その後、荷終局時せん断耐力の 1.0 倍であった。試験体の破壊形式を重が大きく低下し始めたため、R=10/1000 の繰り返しで載考慮すると、実験時最大せん断力 Qmax は曲げ終局時せん

荷を終了した。限界層間変形角 R80 は 7.9/1000 であり、載断力 wQmu に対応し、終局せん断耐力の安全率は 1.4 以上で荷終了時まで柱主筋や異形筋スタッドは降伏しなかった。

あると考えられる。

また、梁とエポキシ樹脂との界面にひび割れはなく、接合

3.4 初期剛性鋼板と無収縮モルタルとの間にひび割れが生じていた。

実験時初期剛性 Ke と計算剛性 Kc の比較を図－6 に示す。

(2) 試験体 RM-EC

実験時初期剛性 Ke は荷重変形関係の折れ曲がり点におけ

試験体 RM-EC の荷重変形関係を図－7(b)に示す。

る割線剛性とした。増打ち部分を含めて一体打ち壁とみな

変形角 R=0.5/1000 の繰り返しで梁に曲げひび割れが発した場合の計算剛性 Kc に対する実験時初期剛性 Ke の比は

生し、グラウト部分に曲げひび割れが発生した。R=1/1000

0.89 であった。また、梁下のずれ変位が R=0.5/1000 時で～2/1000 までに壁にせん断ひび割れが発生し、R=2/1000

0.04mm と小さいことから、RM 増打ち壁板と既存壁の変1500

形はほぼ一致していたと考えられる。

RM壁せん断ひび割れ
柱脚部ひび割れwQsu1

wQ'su2

wQsu

wQsu0

wQmu

RM-T

(kN)
562

(kN)
390

(kN)
952

(kN)
959

(kN)
1368

Qmax
(kN)
1376

aQsu = 799 kN

上部充填部せん断ひび割れ

荷重 Q (kN)

計算値
試験体

実験結果
Qmax Qmax/wQsu /wQmu
1.4

1.0

500

RMと鋼板の境界のひび割れ
柱脚曲げひび割れ

0
-25

-20

-15

-10

-5

0
-500

Qmax = -1002kN

wQsu1 既存耐震壁の終局せん断耐力

wQsu 既存耐震壁と増打ちRM壁板の累加強度( wQsu1+wQ'su2)(a) 試験体 RM-EB

Qmax = 425kN
wQmu = 315 kN

RM壁せん断ひび割れ

荷重 Q (kN)

荷重 Q (kN)wQsu = 510 kN

梁主筋(柱側)降伏400

梁主筋(スタブ側)全降伏

実験時
初期剛性Ke600
RC壁
せん断ひび割れ200

aQsu = 216 kN

下部梁曲げひび割れ

RMフェイスシェル
浮き上がり大

0
-25

-20

-15

-10

-5

0
-200

5

10

15

20

上部梁曲げひび割れ
上部充填モルタル曲げひび割れ

300

下部RM鋼板
接合部ずれ

折れ曲り点

200

上部接着部ひび割れ

600
下部梁パンチング
壁柱接合部ひび割れ

400

梁主筋（柱側）降伏

100

-400
Qmax = -418kN-600

下部接着部ひび割れ
梁主筋（スタブ側）全降伏
上部梁パンチング

変形角 R (1/1000rad)

0
0

0.1

0.2

0.3

25

梁引張ひび割れ柱曲げひび割れ-1000

Qmax 実験時最大荷重

500

20

変形角 R (1/1000rad)

wQmu 曲げ終局時せん断力(RC耐震診断基準)

計算剛性Kc15-1500

wQsu0 一体打ち壁としての終局せん断耐力(RC耐震診断基準)

800

5
10
R=1/250(F=1.0)

RMフェイスシェル浮き

wQ'su2 増打ちRM壁板部分の終局せん断耐力

700wQmu = 1225 kN
Qmax = 1009kN
wQsu = 834 kN

1000

壁柱接合部ひび割れ

表－2 耐力算定結果（RM-T）

柱頭パンチング

0.4(b) 試験体 RM-EC

0.5

変位 R (1/1000rad)

図－7 荷重変形関係（シリーズ２）

図－6 初期剛性の比較（RM-T）
2-6

25

淺沼組技術研究報告

No.22(2010)

Q j ：梁下の接着面のせん断耐力
p Qc ：柱のパンチングシア耐力

αQc ：変形状態を考慮した柱のせん断耐力（せん断破壊の時 α = 1 ）梁下の接着面のせん断耐力は、接着接合に関する既往の研究 5)を基に、接着面積と既存躯体のコンクリート強度から式(4)により算定できるものとした。
Q j = 0.08σ B Ab

(4)

写真－2 試験体 RM-EB 最終状況

σ B ：既存躯体コンクリートの圧縮強度
Ab ：梁下の接着部の面積で引張側梁下部の主筋が全て降伏した。
変形角 R=5/1000 で、上部柱壁間の接合部分にひび割れ

表－3 に算定結果を示す。試験体 RM-EB の実験時最大が発生し、梁上部にはパンチングによるひび割れが発生しせん断力 Qmax は、一体打ち壁の終局せん断耐力 wQsu の 1.2

た 。 R=8/1000 で 引 張 側 梁 上 部 の 外 側 主 筋 が 降 伏 し 、倍、接合部破壊時の終局せん断耐力 aQsu の 1.3 倍となって

R=10/1000 で最大荷重となった。その後の載荷では、引張いる。破壊形式は一体打ち壁としてのせん断破壊と考えら

側梁下部の開き、圧縮側梁下部のせん断ひび割れ、壁のせれるため、接合材のせん断耐力の直接的な評価は困難であん断ひび割れが顕著になり、R=20/1000 でフェイスシェル

るが、安全率が 1.3 以上の評価となっている。

が剥離した。

(2) 鉛直方向の終局せん断耐力

4.2 破壊形式
梁と RM 壁の接合部破壊を想定した試験体 RM-EB では、梁と壁の接合部のずれによる破壊は生じなかった。変形角

柱壁間の鉛直接合部は、梁壁間の水平接合部と異なり、接着接合を行わない。そのため、接合材のせん断耐力は 0として評価を行う。増設壁により、引張側梁の破壊形式は

R=5/1000 以前に柱頭部に発生したひび割れは、水平方向にパンチングシアと考えられるため、RC 耐震改修指針式の対して約 30°であり、パンチングによるひび割れであると

柱と梁を読み替え、式(5)によって算定を行う。

考えられるが、その後の変形では、やや下に発生した 45°′ = p Qc′ + αQc′
a Qsu

方向のせん断ひび割れが支配的となった。破壊形式はせん断破壊型である。
柱と RM 壁の接合部破壊を想定した試験体 RM-EC では、
柱と壁の打ち継ぎ部のずれによる破壊は生じなかった。変(5)′ ：接合部破壊時の終局せん断耐力
a Qsu
p Q′c ：梁のパンチングシア耐力

αQc′ ：変形状態を考慮した梁のせん断耐力

形角 R=2/1000 で梁スタブ側端部の主筋が引張降伏してお（せん断破壊の時 α = 1 ）り、曲げ降伏が先行し、その後せん断破壊に至った。
4.3 終局せん断耐力

算定結果は表－3 に併せて示した。試験体 RM-EC の実(1) 水平方向の終局せん断耐力

験時最大せん断耐力 Qmax は、接合部破壊時の終局せん断

接着による接合方式と、従来のあとアンカーによる接合耐力 aQsu の 2.0 倍、曲げ終局時せん断力 wQmu の 1.3 倍とな方式との違いは、周辺フレームと増設壁板との接合部分のった。曲げ終局時せん断力 wQmu は梁主筋降伏時のせん断みである。したがって、周辺フレームと増設壁板が一体打
表－3 耐力算定結果（RM-EB、RM-EC）

ち壁として破壊する場合の終局せん断耐力は、ともに一体
打ち壁の終局せん断耐力の評価式で評価できる。接合部で計算値破壊する場合の終局せん断耐力は RC 耐震改修指針 7)に基づき、両側柱の耐力と接合部の耐力を累加して算定する。
a Q su = Q j + p Q c + αQ c

試験体

wQsu

RM-EB
RM-EC

(kN)
834
510

Qj
(kN)
355
0

pQ c

(kN)
329
157

αQc
(kN)
115
60

aQsu

wQmu

(kN)
799
216

(kN)
1225
315

Qmax
(kN)
1009
425

実験結果
Qmax Qmax/wQsu /aQsu
1.2
1.3
0.8
2.0

Qmax
/wQmu
0.8
1.3

wQsu：一体打ち壁としての終局せん断耐力、Qj：梁下の接着面のせん断耐力、 pQc ：圧縮側

(3)柱のパンチングシア耐力、αQc：柱のせん断耐力（α=1.0）、aQsu：接合部破壊時の終局せん断耐力、wQmu：曲げ終局時せん断力、Qmax：実験時最大荷重a Q su ：接合部破壊時の終局せん断耐力

RM-ECでは、aQsu, pQc, αQcとしてaQ'su, pQ'su, αQ'cをそれぞれ記載した。

2-7

淺沼組技術研究報告

No.22(2010)

力と一致しているので、梁主筋の降伏後、鉄筋のひずみ硬200化などによって耐力が上昇し、せん断破壊に至ったと考え
荷重 Q / Kc (kN / kN・rad-1)

られる。破壊形式は曲げ降伏後のせん断破壊であり、梁と壁の接合部の破壊は生じなかったため、接合部強度の直接の評価は困難であるが、打継ぎ面の摩擦や目荒らしによるコッターのせん断強度が存在すると考えられる。
4.4 初期剛性試験体 RM-EB の初期剛性を図－8 に示す。図中の荷重

150
柱脚
曲げひび割れ

100

RM-EB

50

0

の折れ曲がり点における割線剛性とした。一体打ち壁とみ験体 RM-F の実験結果と比較すると、変形角 0.1/1000 まで[謝は試験体 RM-EB の剛性が高く、その後の荷重変形関係は

0.4

0.5

辞]

会社新井組、株式会社松村組、太陽サーブ株式会社）によは梁壁接合面のひび割れは観察されず、ずれ変形は認めらって行われました。関係各位に謝意を表します。

れなかった。以上のように、接着接合による試験体 RM-EBの初期剛性はアンカー接合による試験体 RM-F と同等以上[参考文献]であった。

1) 森浩二，井上重信，中澤敏樹：RM ユニットを用いた増設耐震壁補強工法の開発

５．まとめ

その 2 開口を有する増設耐震壁，淺沼組技術研究所報，No.19，pp.1-8，2007.11.

RM 耐震補強工法の適用範囲を拡大するため、増打ち

2) 森浩二，柏木隆男，山内正明：RM 増設耐震壁に関す

RM 壁補強と接着工法に関するフレーム実験を行ない、そる実験研究

れぞれについて以下の結果を得た。

その 1 増打ち壁，日本建築学会大会学術講演梗概集，C-2，構造 IV，pp.661-662，2010.9.

(1) 増打ち RM 壁補強3) 蘓鉄盛史，中澤敏樹，佐藤武：RM 増設耐震壁に関す

既存耐震壁のせん断耐力と増打ち RM 壁板のせん断る実験研究

耐力の累加による評価式は、試験体の終局せん断耐力を安

その 2 接着工法，日本建築学会大会学術講演梗概集，C-2，構造 IV，pp.663-664，2010.9.

全側に評価できる。

4) 日本建築総合試験所：鉄筋コンクリート増設壁耐震補

変形の初期段階から破壊まで、増打ち RM 壁へのせん

強設計・施工指針，日本建築総合試験所，2001.

断力伝達は良好であり、剛性や変形について、増打ち RM

5) 小宮敏明，益尾潔：鉄骨増設ブレース補強用の接着接

壁板と既存耐震壁との一体性は確保されていた。

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(2) 接着工法

論文集，Vol.22，No.3，pp.1657-1662，2000.

既存の評価式は、接着工法による梁と壁の接合部が破6) 宮内靖晶，毛井崇博：エポキシ樹脂を用いた接着接合

壊する際の終局せん断耐力を安全側に評価できる。

部の力学性状に関する研究，コンクリート工学年次論文集，

柱と壁の接合部が破壊する際の終局せん断耐力は、接Vol.23，No.1，pp.967-972，2001.

合部のせん断耐力を 0 とすることにより、安全側に評価で7) 日本建築防災協会：既存鉄筋コンクリート造建築物の

きる。
③

0.3

本研究は、RM 耐震補強研究会（株式会社淺沼組、株式ほぼ同等となっている。また、変形角 R=0.5/1000 の時点で②

0.2

図－8 初期剛性の比較（RM-EB）

0.73 であった。前報 1)によるアンカー接続による増設壁試①

0.1

変位 R (1/1000rad)

なした場合の計算剛性に対する実験時初期剛性の比は

②

RM-F

折れ曲がり点0は計算剛性で正規化した。実験時初期剛性は荷重変形関係①

実験時
初期剛性Ke

計算剛性Kc

耐震改修設計指針

初期剛性は、アンカー接合による場合と同等以上であ

同解説，日本建築防災協会，2001.

8) 日本建築防災協会：既存鉄骨鉄筋コンクリート造建築る。

物の耐震改修設計指針

以上のように、増打ち RM 壁補強および接着工法それぞ

同解説，日本建築防災協会，2009.

9) 日本建築防災協会：既存鉄筋コンクリート造建築物のれについて、耐力・剛性の評価は妥当であった。また、両耐震診断基準者について、増設耐震壁としての著しく脆性的な挙動も観察されないため、既存の RC 増設壁補強に準じた取り扱いを行うことができる。
2-8

同解説，日本建築防災協会，2001.