コンクリート工学年次論文集，Vol.31，No.2，2009

小型鋼板補強した既存 RC 柱部材の耐震性能確認実験

論文

杉本訓祥*1・増田安彦*1・前田泰史*2・外園聡*2

要旨：既存鉄筋コンクリート柱部材を対象とした補強工法の耐震性能確認実験を行った。補強工法は，小型の鋼製パネルを，嵌め込みとボルト接合により既存鉄筋コンクリート造柱に巻立て，既存躯体と鋼製パネルの隙間にはモルタルを充填し，一体化するものである。高軸力下で曲げ降伏先行する試験体を２体，せん断破壊する試験体を３体を計画し，鋼製パネルを高強度鋼材とした場合や，２重に巻立てる場合を想定して静的載荷実験を行った。実験により，高軸力下でも，十分な性能を確保していること，高強度材料では，補強効果に限界があることなどが確認された。
キーワード：耐震補強，鋼板巻立て補強，ボルト接合，高軸力
1. はじめに試験体は，合計５体とし，軸力比，補強量，破壊モー

既存鉄筋コンクリート造柱（以下，既存 RC 柱）の耐1)ド（曲げ降伏先行またはせん断破壊型）をパラメータと震補強方法として，鋼板巻立て補強工法がある 。このした。補強により曲げ降伏が先行するよう計画し，高軸工法は，既存 RC 柱の周囲に鋼板を溶接して巻き立て，力を加えた２体と，補強後の断面でせん断破壊するよう既存躯体との空隙内にモルタルを充填して一体化し，鋼計画した３体からなる。軸力は一定とし，コンクリート板によるせん断補強効果や拘束による軸耐力，靭性能向

圧縮強度 21N/mm2 を基準として軸力比 0.7 相当，および上効果を期待するものである。しかし，一般の鋼板巻き0.15 相当とした。載荷は，２本の鉛直アクチュエーター

立て補強工法では，補強対象となる建物内での溶接作業を制御して上下スタブの平行を維持しながら，１本の水が必要となる点や，補強材料の運搬作業等に重機が必要

平アクチュエーターにより静的に水平力を載荷した。曲となる点など，適用しにくい面がある。そのため，小型げ降伏先行型では部材角 R=1/400，1/200，1/100，1/50，の鋼製パネルの嵌め込みとボルト接合およびグラウト1/33 を，せん断破壊型では R=1/800，1/400，1/200，1/100，充填による一体化による補強工法が考案された2,3)。筆者

1/67，1/50，1/33 を各２回繰り返した。

らは，本工法の適用範囲を広げるため，これまでにも，耐震補強効果の確認を行ってきた（図-1）4)。

なお，せん断破壊型（S シリーズ）試験体では，鋼製パネルの基本寸法（高さ 300mm）によって，柱高さが割本報では，高軸力下の力学性状，および，２層巻立てり切れない場合を想定し，もっとも補強効果の小さい状による補強効果や，高強度材料の補強効果の確認を目的

況を再現した。すなわち，柱高さ中央に，あまり部分をとした曲げせん断実験結果について述べる。

配置し，補強を施さないこととした。また，曲げ降伏先行型（F シリーズ）試験体では，補強により曲げ耐力が2. 試験体概要変動しないように，柱頭柱脚部に 30mm のスリットを設試験体一覧を表-1 に，材料特性を表-2 に示す。また，試験体の形状寸法の例を図-2 に，加力装置を図-3 に示す。

け，補強パネル全高さ 1800mm に対し，試験体の内法高さを 1860mm とした。

接続パネル

表-1 試験体一覧

はめこみ補強パネル

F-45H
モルタル注入図-1 工法概要*1 大林組技術研究所

博士（工学）*2 新日鉄エンジニアリング

F-64N

断面600X600

高さ

1860

S-45H

S-45N

650X650

主筋

12-D25

14-D35帯筋

2-D10@200

2-D10@225

軸力

0.7FcBD

0.15FcBD

4.5×6

3.2×6（2 層）

4.5×4

4.5×4

鋼板強度

高強度

普通高強度

普通（正会員）-1069-

590X5901350

補強量
板厚×段（正会員）

S-64N

0.18FcB
D
3.2×4（２層）
普通7203. 実験結果
3.1 破壊経過および荷重～変形関係各試験体のせん断力(Q)～部材角(R)関係および最終破壊状況写真を図-4 に示す。なお，せん断力～部材角関係

全体軸方向
変形計測用のボルト（埋込み）には，耐力計算値（Qmu,Qsu：表-3 参照），降伏時（YC：1,350

1,860

主筋圧縮降伏時，Y-H：帯筋降伏時）を示した。
(1) F シリーズ試験体
両試験体とも，部材角 R=1/200 において柱頭・柱脚の圧壊が確認され，R=1/100 でほぼ最大荷重となった。

全体軸方向
変形計測用のボルト（埋込み）

R=1/50 では，荷重低下が生じたが，その後，軸方向変形720が大きく進むとともに，スリットがつぶれ，鋼製パネルの一部がスタブに接し，荷重が再び上昇した。その後の加力サイクルでは，鋼製パネルは完全にスタブに接し，355

座屈が生じるとともに，スタブに割裂を生じさせるに至360355325330600

720650710590

ネルがスタブに接触する水平変位がやや小さかったが，710
650

り加力を終了した。試験体 F-45H は，F-64N に比べ，パF-64N とほぼ同様の破壊性状となった。

なった。すなわち，R=±1/400 付近で，高さ中央位置（モ325
１層目

300
300
300
300
300

355330360
１層目
S-45N, S-45H ２層目
F-64N, F-45H

S-64N

で耐力が最大となり，R=1/67 で既存せん断補強筋の降伏高さ調整

高さ調整

355
２層目

ルタル露出部分）にせん断ひびわれが発生し，R=1/100

300 150 300

300
300

高さ調整

300

試験体 S-45H および S-45N は，ほぼ同様の破壊経過と600
600

300

力サイクル中に，圧縮側パネルの座屈が確認された。

650

300 150 300

変位の増大とともに，徐々に荷重低下した。R=1/20 の加590300た。R=1/100～1/67 で耐力が最大となり，繰返し載荷と650300ひびわれと思われる音が発生し，やや剛性低下が見られ

300 150 300

試験体 S-64N では，R=1/800～400 の加力サイクルで，590

300(2) S シリーズ試験体

図-2 試験体形状・寸法とともに激しく荷重低下しせん断破壊した。両試験体とも，柱高さ中央の無補強部の破壊が支配的となった。
(3) 各耐力
各試験体の耐力一覧を表-3 に示す。曲げ耐力およびせん断耐力は，式(1)，(2)により算出した。

{M u = 0.5a gσ y g1D + 0.024(1 + g1 )(3.6 − g1 )bD 2 Fc} NN

max − Nmax − N b(1)⎧⎪ 0.068 pt02.23 (18 + Fc )N ⎫⎪Qsu = ⎨+ 0.85 pwσ wy + pw2σ wy 2 + 0.1⎬ × 0.8b2 D2b2 ⋅ D2 ⎪⎭⎪⎩ M / Qd 2 + 0.12

図-3 加力装置(2)表-2 材料特性

ここで，b，D，b2，D2：補強前後の断面幅とせい，ag：全鉄筋比，σy：主筋降伏強度，g1：引張筋重心と圧縮筋柱部
スタブ
モルタル

重心との距離の全せいに対する比，Nmax，Nmin：中心圧
縮，引張時終局強度，N：軸力，pt2：補強後断面の引張鉄筋比，pw，σwy：せん断補強筋比と降伏強度，pw2，σwy2：

F シリーズ試験体は，計算値は軸力による P-δ効果を考慮していないため，実験値の計算値に対する比が１より小さい場合もあるが，式(1)により概ね評価可能である。

D10D25D35
t=3.2(普通)t=4.5(普通)t=4.5(高強度)-1070-2

単位:[N/mm ]

圧縮強度

強度時歪度

割裂強度

ヤング係数

20.729.860.524202407－2.042.62－

2.13 X1042.47 X10－(b) 鋼材

鋼製パネルの補強材比と降伏強度，N：軸力，FC：コン
クリート圧縮強度，M/Qd2：せん断スパン比，である。

(a) コンクリート

4

単位:[N/mm2]

降伏強度

引張強度

ヤング係数

366371373330
354532512565564
464452590

1.95 X 105
1.93 X 105
1.99 X 105
1.95 X 105
2.07 X 105
2.17 X 105

部位
帯筋主筋（F）
主筋（S）-64N
S-45N-45H

LOAD -3[kN]
1500
1000
500
0-2-1

01Exp.
Exp.2
QmuQsuYC1YC22

Rotation Angle [/100 rad.]Spec. F-45H

接触開始-500

3-1000-1500

Disp.[mm]-54

LOAD[kN]
1500-3-36-18018-2-10123Rotation Angle [/100 rad.]

Exp.
Exp.2
Qmu
Qsu
YC1YC21000
5003654

接触開始

0Spec. F-64N

-500
-1000
-1500

Disp.[mm]-54

LOAD -3[kN]
2000
1500
1000

-36-2-18-10018

12Exp.
Qmu
Qsu
Y-H

3635445Rotation Angle [/100 rad.]500
0Spec. S-45H-500
-1000
-1500
-2000

Disp.[mm]
-40.5

-27.0

-13.5

0.0

13.5

LOAD -3[kN]
2000-2-101

1500
1000

27.0

40.5

54.0

67.5

2345Rotation Angle [/100 rad.]

Exp.
Qmu
Qsu
Y-H

5000Spec. S-45N-500-1000-1500-2000

Disp.[mm]-40.5-27.0-13.50.0

13.5

27.040.5

54.067.5

LOAD -3[kN]
2000-2-1012345

1500
1000

Rotation Angle [/100 rad.]

Exp.
Qmu
Qsu
Y-H

5000

Spec. S-64N-500-1000-1500-2000

Disp.[mm]-40.5-27.0-13.5

0.0

13.5

27.0

40.5

54.067.5

図-4 せん断力～層間変位関係 および 最終破壊状況-1071-

1200

LOAD [kN]

1000
800
600
Spec. F-45H

400

Spec. F-64N

Spec. S-45H

Spec. S-45N

Spec. S-64N

Exp.
CAL.1
CAL.2

Exp.
CAL.1
CAL.2

Exp.
CAL.1
CAL.2

Exp.
CAL.1
CAL.2

Exp.
CAL.1
CAL.2

2000-200-11234

Disp. [mm]Disp. [mm]Disp. [mm]05-10123450.0

0.5

1.0

1.5

Disp. [mm]2.00.00.5

1.01.5

Disp. [mm]2.00.00.51.01.52.0

図-5 荷重～変位関係（初期剛性の比較）
1000

1000
Spec. F-45H

500

Spec. F-64N

600

R=1/400
R=1/200
R=1/100
R=1/67
YieldStrain

4005002000-50000
R=1/400
R=1/200
R=1/100
Yield Strain-500-200

R=1/400R=1/200
R=1/100
Yield Strain-400

Strain1000-6000 -4000 -2000

01000
2000 -6000 -4000 -2000

Strain0Spec. S-64N-600

Spec. S-45H
StrainStrain2000

0

図-6 主筋歪度分布（F シリーズ）

02000

Spec. S-45N2000

Strain02000

図-7 帯筋歪度分布（S シリーズ）

一方，せん断破壊型試験体では，S-64N に比べ，S-45H，

表-3 各耐力一覧

S-45N では，実験値の計算値に対する比が小さくなって

F-45H

F-64N

S-45H

S-45N

S-64Nおり，安全側の評価とはいえない結果となっている。

最大耐力

1017

1097

1641

1635

2016

3.2 初期剛性

主筋降伏

800

889－－－

初期剛性の計算値と実験結果を比較して図-5 に示す。

帯筋降伏－－1415

1629

1758

Qmu

1048
(0.97)

1048(1.05)

2257

2257

1966

Qsu

1609

1691

1850(0.89)

1702(0.96)

1647(1.22)

計算値は，次式(3)により，２つのケースによりそれぞれ算出した。すなわち，曲げ剛性を，既存 RC 躯体のみで算出する場合（CAL.1）と，補強後断面として算出する場合（CAL.2）とした。計算値は，柱頭柱脚にスリット

Qmu：曲げ終局耐力（＝2Mu/Ho，式(1)による Mu と，柱を設けた曲げ型試験体では，せん断剛性を補強後断面，内法高さ Ho による），Qsu：せん断終局耐力（式(2)によ曲げ剛性を既存躯体断面によりそれぞれ算出した結果る），()内は実験値の計算値に対する比とよく対応し，スリットの無いせん断型試験体では，全て補強後断面により算定した結果とよく対応している。

3.3 歪度分布

CAL.1：曲げ剛性 Kb を，既存 RC 柱断面で算出する。
CAL.2：曲げ剛性 Kb を，補強後断面で算出する。
Ke = Kb ⋅( RC Ks + S Ks ) /( Kb + RC Ks + S Ks )F シリーズ試験体の主筋歪度分布を図-6 に，S シリー
ズ試験体の帯筋歪度分布を図-7 に示す。

(3)

F シリーズ試験体では，圧縮軸力が大きいことにより，

Kb = 12 EI / L3 ，
RC Ks = GA /(κL0 ) ， RC Ks = Gs ⋅ As /(κL0 )

R=1/200 までに，主筋が圧縮降伏していることがわかる。
一方，S シリーズ試験体のうち，S-45N，S-45H では，一

ここで，Ke：弾性剛性，Kb：曲げ剛性，Ks：せん断剛部の帯筋が，R=1/200～1/100 までに，降伏歪度に到達し性，E：ヤング係数，G：せん断弾性係数，I：断面２次ているが，S-64N では，降伏には至っていない。これは，モーメント，A：断面積，L0：内法スパン，L：可撓長さ２層巻き立てとしたことで，S-45 シリーズに比べて拘束（L0+2*D/4），κ：形状係数（=1.2），ν：ポアソン比（=0.2），

効果が強かったことによると考えられる。また，S-45N

RCKs：RC 柱部のせん断剛性，SKs：鋼製パネルのせん断と S-45H に差が見られないことから，鋼板の高強度化に剛性，Gs：鋼製パネルのせん断弾性係数，As：鋼製パネよる補強効果は小さいと考えられる。

ルのせん断面積，である。

-1072-

0Axial Disp. [mm]AllTop&Btm.

0-20-20-40-40-60

Axial Disp. [mm]AllTop&Btm.

-60

Spec. F-64N

Spec. F-45H
Disp. [mm]Disp. [mm]-80-54-36-1801836-8054-54-36-180183654(a) 試験体 F-64N(b) 試験体 F-45H
図-8 軸方向変形
Top&Btm：目地部の変形量（鋼製パネル表面にマグネットスタンドを用いて設置した変位計により，スタブまでの距離を計測／目地 30＋150mm の区間），All：高さ全長の変形量（上下スタブに埋込んだボルト間距離を計測）

Min 254
Max 772

S-45H

Max 680

Min 607

Min 445
Max 934

Min 685

Max 886

S-45N

S-64N（２層目）

S-64N（１層目）

図-9 鋼製パネルの主歪度分布（赤：圧縮，青：引張）4. 結果の検討

η H = η Ho +4.1 高軸力の影響
F シリーズ試験体について，軸方向変形と水平変位の関係を，図-8 に示す。図は，柱頭柱脚の目地近傍（柱頭p w2 ⋅ σ wy 220(4)ここで，ηH：補強後の柱の軸力比の制限値，ηHo：補強前の軸力比制限値で，ここでは 0.4 とする。

柱脚断面からそれぞれ 180mm の区間）の測定結果と柱本実験シリーズの試験体 F-64N および F-45H の場合，高さ全長にわたって計測した結果（上下スタブに埋込ん式(4)による軸力比制限値は，それぞれ 0.66 および 0.67だボルト間で計測：図-2 参照）を示した。なお，柱頭柱となる。これに対して，軸力比 0.7 を載荷した結果，想脚の 180mm 区間の計測では，変位計は，鋼製パネル表定どおり曲げ降伏を生じたことと，R=1/100 程度まで曲面に磁石により固定した。載荷開始から軸方向変形は縮げ耐力を維持していることから，軸力比 0.7 までの軸力み始めており，R=1/100 以降では，変形の増大とともに，比制限の緩和（式(4)）は適用可能と判断できる。

急激に軸方向変形の縮みが進行していることがわかる。

4.2 せん断補強効果の検討

さらに，軸方向変形のほぼすべてが，目地部分で生じてS シリーズ試験体について，鋼製パネル表面の主歪度いる。これは，巻立てた鋼製パネルが既存 RC 柱を拘束分布を図-9 に示す。図は，部材角 R=1/100 時の状態を示していることで軸方向に縮みを生じないが，スリット部した。試験体 S-45H および S-45N は，ほぼ同様の傾向を分では拘束効果がないために，縮みが集中していること示しており，歪度の最大値はおよそ 900μ前後となっていを示している。

る。鋼製パネルの強度を大きくしても耐力時の歪度に差1)

一方，文献 では，鋼板巻立て補強効果として，軸力が生じないため，補強効果を高めることはできていない。

比の制限値を以下の式(3)により緩和できるとしている。

前節に示したように，両者の最大耐力はほぼ同じ値となっており，鋼板に高強度材料を用いる場合には，せん断-1073-

補強効果として降伏強度を発揮するまで期待すること

表-5 耐力比較一覧

はできないと考えられる。ただし，高さ調整のために，S-45Hた状況も，耐力を発揮しなかったことの要因と考えられるため，この点も注意が必要である。
一方，試験体 S-64N は，１層目が２層目に比べてやや大きな歪度が生じているが，大きな差は見られない。このことから，２層巻立てとした場合でも，２層分の補強効果が得られると考えられる。

高さ付近の約 150mm の区間に無補強の領域が存在する。
また，最終破壊状況では，この領域の損傷が最も激しくなっている。そこでここでは，高さ調整部の強度をパン
チングシア耐力式により評価する方法を検討する。パン

2500
2000
Q=1640kN

1500
1000

↑
a=150mm500

K=Kave.
K=Kmin0

チングシア耐力は，次式により求める 1)，。
p Qc = K ⋅ τ 0 ⋅ b ⋅ D

Q [kN]

3000

本実験シリーズのうち S-45H および S-45N は，柱内法S-64N

Exp.
164116352016
式(2)1850 (0.89) 1702 (0.96) 1647 (1.22)
Min，a/D=0.23
2186 (0.75)－Min，a/D=1.00
1079 (1.52)－Ave，a/D=0.23
2825 (0.58)－Ave，a･D=1.00
1589 (1.03)()内は実験値の計算値に対する比Min：K＝Kmin とした場合，Ave：K=Kave とした場合連続しない状況，すなわち，高さ中央領域で不連続とし

4.3 S-45 シリーズのせん断耐力

S-45N

0.00.3↑a=650mm
0.6

0.9

1.2a/D
1.5

図-10 シアスパン比と耐力の関係(5)= 0.34 /(0.53 + a / D)⎧K
K = ⎨ minK=
⎩ ave 0.58 /(0.76 + a / D)
τ 0 = min(0.98 + 0.1σ B + 0.85σ ,0.22σ B + 0.49σ )ここで，K：シアスパンの影響を考慮した強度低減係

5. まとめ
小型鋼板補強工法を用いた補強 RC 柱の静的載荷実験を行い，以下の知見を得た。
本実験では，軸力比 0.7 としても，曲げ降伏先行１）型の破壊モードとなり，文献 1)による軸力比制限の緩和数（Kmin：下限値式，Kave：平均値式），τ0：基本せんは適用可能と考えられる。

断強度，b，D：断面の幅とせい，a/D：シアスパン比，

２） 鋼製パネルを２層に巻立てることで，２層分のせσB：コンクリート圧縮強度，σ：＝Pg* σy＋σ0（Pg：全主ん断補強効果が得られた。

筋比，σy：主筋強度，σ0：軸応力度）

３）

式(5)に示すパンチングシア耐力は，シアスパン比が１

無補強部を設けた試験体（S-45H，S-45N）では，無補強部の損傷が発端となって耐力が決定した。

以下の短い部材を対象とした評価式である。本実験においては，無補強区間周辺で局所的に破壊を生じているこ参考文献とから，この区間をシアスパンとして与えて，耐力評価1)を試みる。シアスパンとして，無補強区間 150mm とした場合と（a/D=0.23），無補強区間を中心として 1D 程度の耐震改修設計指針・同解説，2001

2)の区間が破壊に影響したとして a/D=1.0 とした場合をあ学年次論文集，Vol.29，No.3, pp.1105-1110, 2007

3)

同図および表より，シアスパン比 0.23（シアスパン＝岡野素之，長縄卓夫，小松章，相京博幸：鋼製パネル組立による RC 柱の耐震補強工法の開発，コンクリート無補強区間長さ 150mm）とすると，実験値の計算値に対する比は小さくなり，計算値は過大評価となるが，岡野素之，岩田秀治，小松章，相京博幸：鋼製パネル組立による既存高架橋柱のじん性補強，コンクリート工わせて，計算結果一覧を表-5 に示す。また，シアスパン比とパンチングシア耐力 pQc の関係を図-10 に示す。

(財)日本建築防災協会：既存鉄筋コンクリート造建築物

工学，Vol.44，No.8，pp.30-38，2006.084)

増田安彦，杉本訓祥，栗田康平，木村耕三，前田泰史，

a/D=1.0 とすると，平均値式で実験値とほぼ一致し，下

外園聡：小型補強鋼板を用いた既存柱の耐震補強工限値式で安全率 1.5 程度の評価結果となる。

法の開発，日本建築学会大会学術講演梗概集，構造

これらの結果から，無補強区間の４倍程度まで無補強

IV，pp.755-756，2008.09の影響が及ぶと仮定すると，本手法により安全側に耐力を評価可能となる。また，本手法によれば，無補強部分付記：本工法は，JR 東海，ジェイアール東海コンサルタンツ，を１ヶ所に配置するよりも，複数箇所に分散させる方が大林組，新日鉄エンジニアリングの４者による鉄道高架橋の無補強の影響を小さくすることができると考えられる。

耐震補強工法 2,3)として共同開発したものを，建築物向けにこの点については，今後の検討課題である。

展開したものである。

-1074-