コンクリート工学年次論文集，Vol.25，No.2，2003

論文

プレキャストブロックを組積して構築した耐震壁の曲げ耐力性状に関する研究
杉本 訓祥*1・増田 安彦*1・木村 耕三*1・小柳 光生*1

要旨：小型のプレキャストブロックを，エポキシ樹脂系接着剤で接着しながら組積し，内部にグラウトを充填した耐震補強壁を開発した。曲げ降伏が先行するように設計した耐震補強壁と，施工性を考慮して省力化した補強工法により施工した耐震補強壁の静的載荷実験を行った。実験の結果，曲げ降伏先行型の耐震補強壁は，比較用の既存 RC 造を模擬した試験体と異なる破壊性状を示した。
一方，省力化した工法により施工した耐震補強壁は，既往の耐震補強壁と同等以上の性能を示した．さらに，試験体の耐力を評価できるモデルを提案した。
キーワード：耐震補強，耐震壁，プレキャストブロック，接着工法
試験体は，曲げ降伏先行型とした M シリーズ試

1. はじめに
著者らは，プレキャストブロック（写真-1）を組積し験体３体と，せん断破壊型として計画した試験体内部にグラウトを充填して構築する耐震壁補強工SA の計４体とした。M シリーズ試験体は，ブロック法を開発し，施工性と構造性能について報告して補強による新設壁（MA）と，既存壁（30mm）にブロ。本報告では，曲げ降伏が先行するよう設ックにより増厚補強した増厚壁（MB）のほか，比較きた1)，2)計した耐震壁試験体および，施工方法を改良した用の既存 RC 壁試験体 MC の３体を計画した。

試験体の静的載荷実験結果の概要について述べ，本工法は，接合筋を溶接した溝形鋼や平鋼などさらに，曲げ降伏型試験体について，その力学的の鋼材（以後，単に鋼材と言う）を既存架構に接着性状について検討した結果を報告する。

した後，相互を接着し，同時に壁筋を配筋しながら，ブロックを組積する。組積後，ブロック内部の空洞部にグラウト充填し，耐震補強壁を構築する。

2. 実験概要

M シリーズ試験体は４辺（上下梁および左右柱）

2.1 試験体概要
試験体諸元を表-1 に，使用した材料特性を表-2に示す．また，試験体配筋詳細を図-1 に示す。に鋼材を配置したが，試験体 SA は，上下のみとし，左右の柱の鋼材は省略している。

表-1 試験体一覧
MA
補強の種別

MB

ブロック補強（新設） ブロック補強（増厚）

MCSA

既存 RC

ブロック補強（新設）柱の諸元
幅×せい×高さ[mm]
主筋，帯筋

220×220×1700
8-D10，□-D6@165

220×220×900
12-D13，□-D6@165

壁内法寸法[mm]

長さ×高さ＝1480×1700

1480×900

加力点高さ[mm]

1900

1100

壁厚 [mm]70

既存 30，増厚 4070

70

壁配筋

タテ D6@120
ヨコ D6@72

タテ D6@240 *)ヨコ D6@144 *)タテ D6@120
ヨコ D6@72

タテ D6@120
ヨコ D6@72
２辺に設置（上下のみ）

鋼材

４辺に設置 （上下・左右）

軸力 No [kN]

216284*) 既存壁内，増厚壁内とも同量を配筋する*1 (株)大林組 技術研究所(正会員)‑1465‑(a) 新設用(b) 増厚用
写真-1 ブロック

2,2001,700

250 No/2

2.2 加力・測定計画

No/2 250

加力は，スタブを試験装置に固定し，頭部（M シQ

リーズでは脚部からの高さ 1900mm の位置，SA でD6@120
D6@72は 1100mm の位置）を水平方向に加力する，片持両側柱頭部に載荷した。

1,700

1,900

ち梁形式の正負交番繰り返し載荷とした。軸力は，両側柱中心軸上の加力点高さ位置（２点）で，スタブからの相対水平変形を測定し，平均値を水平変形とした。また，両側柱中心軸を４区間(SA では２区間)に分割して軸方向変形を測定し曲げ変形を算出した。柱頭・柱脚部の柱主筋および帯筋，壁縦横筋に歪ゲージを貼付し，歪度を測定した。

250No

2,650

部材角（R=水平変形/加力点高さ）で制御し，R=(a) 試験体 MA±1/1000 で２回繰り返した後，2/1000 刻みで R=±2,200
1,700/2No/22/1000〜±12/1000 まで，各２回繰り返す載荷履歴250とし，その後，正方向に終局状態まで加力した。試Q

3. 実験結果

900

1,100

験体 SA の繰り返し載荷は R=6/1000 までとした。
D6@120
D6@72

3.1 破壊性状
最終破壊状況図を図-2 に示す（MB を除く）。
新設壁試験体 MA および増厚壁試験体 MB は，
R=1/1000 の最初のサイクルで脚部水平ひび割れ
2,650および壁-柱間の鉛直部分のひび割れが生じてや(b) 試験体 SA
図-1 試験体配筋詳細や剛性が低下した。その後，R=4/1000 のサイクルで柱脚部主筋が降伏し，耐力はほぼ頭打ちとなっ

表-2 材料特性(a) コンクリート（単位：[N/mm2]）
試験体MA入ることなく，R=1/30 程度まで耐力を維持し，加力部位

圧縮強度

ヤング係数

柱・梁

27.52.37×104を終了した。試験体 MB は，MA に比べ若干の耐ブロック/グラウト

69.7/91.8−力上昇が見られたことと，R=1/55 程度において対柱・梁27.8

2.37×10

既存壁33.5

2.53×104

ブロック/グラウト

82.4/87.5−柱・梁・壁27.7

2.41×104

柱・梁

28.3

2.31×104

ブロック/グラウト

92.8/88.2

−

スタブ

29.1

2.39×104

MBMCSAた。その後，試験体 MA は壁板部分にひび割れが共通径（部位）

降伏強度

ヤング係数D6（壁筋・帯筋）

357

1.84×105D10（柱主筋）352

1.85×10534451.89×10

角線方向に斜めひび割れが発生したことを除けば試験体 MA とほぼ同様であった。また，試験体 MBは，加力終了後，既存壁部分の縦筋（3 本）の脚部での破断が確認された。両試験体とも，柱脚部主筋の降伏に前後して柱頭部の降伏も生じた。

(b) 鉄筋（単位：[N/mm2]）

D13（柱主筋）

4

比較用 RC 壁試験体 MC は，R=1/1000 の最初のサイクルで，脚部水平ひび割れに続き，壁板部の斜めひび割れが発生し，やや剛性が低下した。その後 R=4/1000 のサイクルで柱脚および柱頭部主筋が降伏し，耐力はほぼ頭打ちとなった。その後，‑1466‑

R=12/1000 まで，斜めひび割れが増えながら，わ3.2 荷重-変形関係

ずかな耐力上昇がみられたものの，安定したルー(1) 初期剛性プを描き，一方向の押し切りでは R=1/50 程度で圧各試験体の載荷初期の荷重-変形関係を初期剛

縮側壁脚部の圧壊とともに急激に耐力低下を始め性計算値と併せて図-3 に示す。初期剛性は曲げせん断破壊したため，加力を終了した。

剛性およびせん断剛性の和（直列）として算出した

試験体 SA は，R=1/1000 のサイクルで，脚部水2)。初期剛性は，試験体 MA および SA は，計算値

平ひび割れおよび柱-壁間の鉛直部分のひび割れの約８割程度で剛性が低い。試験体 MB，MC はほが生じてやや剛性が低下した。その後，R=4/1000ぼ計算値どおりの剛性となっている。のサイクルで壁板部に対角線方向のひび割れが(2) 荷重-変形関係発生した。その後も徐々に耐力は上昇し，各試験体の荷重-変形関係を図-4 に示す。図に

R=6/1000 のサイクルで，柱頭・柱脚部主筋の降伏は，曲げ降伏および曲げ終局強度の計算値（次節が確認された。その後，R=1/70 程度で，上部のブによる）および，試験体 SA についてはせん断終局ロックに斜めひび割れが多数発生して耐力低下が強度の計算値（次節による）を，あわせて示す。M始まり，せん断破壊したため，加力を終了した。

シリーズ試験体の荷重-変形関係をみると，試験体MA は荷重の小さい領域でのスリップ性状が顕著に見られる。試験体 MB でもその傾向は見られ，試験体 MC がもっともスリップ性状が小さい。
(3) 変形成分
各試験体の変形成分の比率を図-5 に示す。2.2
節で述べたように測定した曲げ変形とそれ以外の成分の比率を示した。ブロック補強による新設壁試
験体ＭＡが M シリーズ中最も曲げ変形成分が少な
く，全体変形の約２割程度となっており，ブロック補(a) 試験体 MA

強による増厚試験体ＭＢ，および RC 試験体ＭＣでは約３割から４割程度に増えている。一方，試験体ＳＡは曲げ変形成分はほとんどなく，数％程度となっている。せん断スパン比の小さい試験体 SA は，Ｍシリーズ試験体に比べせん断成分が大きい。
LOAD [kN]200

LOAD [kN]
200

Spec MASpec MB150150100100Exp.
CAL.
Crack

5000(b) 試験体 MC

0.1

0.2 0.3 0.4 0.5
Displacement [mm]

Exp.
CAL.
Crack

500.6000.1 0.2 0.3 0.4 0.5
Displacement [mm]0.6LOAD [kN]120

LOAD [kN]200Spec MC

100150Spec SA

8060

1005000(c) 試験体 SA
図-2 最終破壊状況

40Exp.
CAL.
Crack
0.1 0.2 0.3 0.4 0.5
Displacement [mm]

Exp.
CAL.
Crack

20
0.6

00.00

0.04 0.08 0.12 0.16
Displacement [mm]図-3 初期剛性の比較‑1467‑

0.20

3 .5

1/10002/1000δ2Rotation Angle [X10 rad.]δ1400-2300

LOAD [kN]200δ=δ1+δ221000-100

4/10006/100012/1000
8/100010/1000-200-300-400-24 -18 -12 -6061/1000

LOAD [kN]

1 .5

せん断成分

1 .00 .5020406080
F le xu ra l D is p . / T o ta l D is p . [% ]100

図-5 曲げ変形の全体変形に対する比12 18 24 30 36 42 48 54 60 66
Displacement [mm]3.3 各種強度の計算結果
実験結果一覧を表-3 に示す。表には，それぞれ2/1000

次式により算出した計算値もあわせて示した。表より，いずれの試験体も，安全側の耐力評価となって200100いるものの，破壊モードは正しく判別できている。ま0た，略算により求めた曲げ耐力は，試験体 MA，MB では，やや安全側の結果となっている。

4/10006/1000-10012/10008/1000
10/1000-200-300-400-24 -18 -12 -606(1) 曲げ耐力

柱脚降伏
柱頭降伏
Vmy(e関数法)
Vmu(e関数法)

Vmy，Vmu：曲げ降伏および終局耐力（e 関数法）
平面保持仮定に基づく断面解析により，引張柱主筋全てが降伏した時と圧縮側歪度が 0.3%となる時の曲げモーメントから算出した。

12 18 24 30 36 42 48 54 60 66
Displacement [mm](b) 試験体ＭＢ

Vmu略 = {act ⋅ σ cy + 0.5(Σaw ⋅ σ wy + N o )} ⋅ Lw

2/10001/1000400

act･σcy：引張側柱の主筋断面積[mm2]・降伏強度[N/mm2]，aw ･σwy：壁縦筋（スタブに定着されている鉄筋のみ）の断面積[mm2]・降伏強度[N/mm2]，
No：軸力[N]，Lw：側柱芯々間距離[mm]300200LOAD [kN]

曲げ成分

2 .00 .0300

1000(2) せん断耐力（広沢式による）
4/10006/1000-100

12/1000
8/100010/1000-200-300-400-24 -18 -12 -606

ìï 0.068 ⋅ pte0.23 ⋅ (σ B + 18)
üï+ 0.85 ⋅ pwh ⋅ σ wh + 0.1σ O ýte ⋅ jVsu = íïï
î M /(Q ⋅ D) + 0.12
þ

柱脚降伏
柱頭降伏
Vmy(e関数法)
Vmu(e関数法)

12 18 24 30 36 42 48 54 60 66
Displacement [mm](c) 試験体 MC800
600
400
LOAD [kN]

2 .5

柱脚降伏
柱頭降伏
･Vmy(e関数法)
Vmu(e関数法)(a) 試験体ＭＡ400MAMBMCSA3 .0

σB：コンクリート圧縮強度[N/mm2]， σO：軸応力度[N/mm2] ， Z ： 断 面 係 数 [mm3] ， h ： 加 力 点 高 さ[mm]，pte ：引張鉄筋比，pwh ， σwh ：壁せん断補強
筋 比 お よ び 降 伏 強 度 [N/mm2] ， te ： 等 価 壁 厚[mm]，j：応力中心間距離[mm]，試験体 SA については pwhσwh＝０とした。
表-3 実験結果一覧

200

柱脚降伏 [kN]0

Vmy-2001/1000-4002/1000
4/10006/1000-600-800-8-404812Displacement [mm]

柱脚降伏
柱頭降伏
Vmy(e関数法)
Vsu(広沢式)
162024[kN]‑1468‑MBMCSA300341360658273291309739Exp./Vmy

1.10

1.17

1.170.89

最大耐力 [kN]

348405445779

Vmu[kN]328360390957

Vmu 略[kN]2753374001029Vsu[kN]

595647597

656

1.06

1.12

1.14

1.19

Exp./Min(Vmu, Vsu)(d) 試験体 SA
図-4 荷重-変形関係MAStrain [μmm /m m]
2500
2000
1500
1000
5000-500-1000

Strain [μ mm/mm]

Strain [μmm/m m]

圧縮-600 -400 -200

0Spec MA 2500

Spec MB 2500

2000
1500
1000
5000[mm] -500
-1000
200 400 600

2000
1500
1000
500
0[m m] -500-1000
200 400 600-600 -400 -2000Spec MC-600 -400 -200

0[m m]
200 400 600(a) 壁頭部付近の縦筋
Strain [μmm /m m]
80
40

Strain [μ mm/m m]

Spec MA

2/10006/1000
10/1000

80

Spec MB40

既存壁内00-40-40

圧縮-80[mm]-600 -400 -200

02/1000
6/100010/1000
2/10006/100010/1000-600 -400 -200

Spec MC

2500
2000
1500
1000
500
0[m m] -500
-1000
200 400 600-80

200 400 600

Strain [μmm/mm]

02/1000
6/1000-600 -400 -200

10/1000[mm]
0200 400 600(b) 中央高さ位置の横筋
Strain [µmm/mm]

Strain [μmm /mm]

Strain [μ mm/m m]

1600

Spec MA 1600

Spec MB 16000

1200

1200

12000

800

800

8000

圧縮400
-400[m m]-600 -400 -200040004000200 400 600[m m]0-400Spec MC-600 -400 -2000200 400 6000[m m]-4000-600 -400 -2000200 400 600(c) 壁脚部付近の縦筋
図-6 壁筋の歪度分布（M シリーズ試験体，正方向載荷ピーク時）構が形成されていることが推測される。
(2) 柱主筋の応力負担

壁頭部付近

柱主筋の歪度から換算した応力度の分布を図-9に示す。換算にあたり，文献 *3) に基づいて鉄筋の中央高さ位置

応力度-歪度関係をモデル化した。換算した結果の一例を図-8 に示す。また，歪ゲージ貼付位置を壁脚部付近
740CL

図-10 に示す。図より，圧縮側柱Stressについては，曲げ応力が生じてい740るが，引張側柱頭ではほとんど曲図-7 歪ゲージ貼付位置（試験体 MC）げ応力が生じておらず，軸力のみを負担していると推測される。

3.4 歪度分布

Stress [N/mm2]
引張側柱(1) 壁筋歪度分布
M シリーズ試験体の壁筋の歪度分布を，図-6 に示す。また，試験体 MC の場合の歪ゲージ貼付位

3002001000-100-200-300

置を図-7 に示す(試験体 MA，MB もほぼ同位置)。
試験体 MA と試験体 MB の補強壁内の歪度は，頭部付近の左側（加力点側），中央高さ位置の中2/1000
6/10008/1000-800

圧縮側柱(a) 柱頭部-4000400
LOCATION [mm]Strain図-8 σ−ε 関係

Stress [N/mm2]
引張側柱300200
1000-1002/1000-2006/1000
8/1000-300

800-800

圧縮側柱(b) 柱脚部-4000400
LOCATION [mm]図-9 柱筋の応力度分布（試験体 MA）
CL央部，および脚部付近の右側が圧縮歪度となっており，対角線方向の圧縮ストラットによりせん断力に抵抗していることが推測される。一方，試験体 MCでは，ほとんどの鉄筋が引張歪度となっており，縦横筋の引張力とコンクリートの圧縮力によりトラス機‑1469‑

図-10 歪ゲージ貼付位置図（試験体 MA）

800

表-4 部材の軸剛性

4. M シリーズ試験体の耐力変形性状の評価

OA（柱）AB（束材）

OB

E：ヤング係数

EsEc

∞

A：断面積

Ag

Nb/σB

∞

4.1 モデル化の概要
ここでは，試験体 MA および MB の曲げ降伏後の耐力および変形性状について検討する。試験体

Ec：ブロックのヤング係数，σB：ブロックの圧縮強度

MA および MB は，その損傷状況から，降伏時に表-5 計算結果一覧

平面保持仮定が成立していないと考えられる。また，壁筋の歪度分布から，壁板部は，周辺架構に十分Vmax[kN]（実／計）MA

MB348（1.05）

405（1.12）

拘束された一般の壁のような面内せん断応力場にV.cal [kN]

331363はならず，圧縮ストラットのみが生じていると推測さδ.cal[mm]8.139.70Noれる。そこで，図-11 に示すような，簡略的な機構がQhNo/2A/2C形成されていると仮定する。仮定した機構は，軸力として軸引張耐力（Nt）を負担する引張側柱および

Ae

NbσB
Ae

それに釣り合うように壁板に生じる圧縮ストラット（Nb：水平方向成分 Qb）と剛なスタブによるトラス架

Nt

H構⊿OAB と逆対称曲げモーメント分布の柱部材

Nb

Qh=Qb+Qc
Qb=Nb cosθ
Nt= Ast σyMB
3-D6HwBC（負担せん断力 Qc）からなる。
降伏時の変形は，トラス架構⊿OAB の A 点の変Qc

O形として，単位荷重法により算出する．このとき，各B

Rvt

Rvc

Lc

図-11 仮定した抵抗機構

部材の剛性は表-4 に示すように仮定した．

0.10.2LOAD 0[kN]
Spec. MA
4004.2 計算結果

0.30.40.50.60.70.8

Rotation Angle [X10-2 rad.]

耐力および降伏時変形の計算結果を，実験結300

果と比較して表-5 に示す。また，荷重-変形関係の計算結果
実験結果（包絡線）
柱脚降伏
柱頭降伏

200

包絡線を図-12 に示す。図には，3.2 節の初期剛性，上述の計算により求めた降伏点を用い，曲げ100

ひび割れ荷重で剛性低下するように求めた包絡線

0Displacement [mm]0240.10.2
LOAD 0[kN]
Spec. MB400も示す。試験体 MB については若干剛性が低いものの，いずれも概ね実験と対応している。

60.380.4

100.5

140.7160.8

Rotation Angle [X10-2 rad.]300計算結果実験結果（包絡線）
柱脚降伏
柱頭降伏200

5. まとめ100

小型プレキャストブロックを用いた増設耐震壁の0曲げせん断実験を行い，曲げ降伏先行型部材にDisplacement [mm]0

曲げ降伏先行型部材では，壁板部に損傷が生じない破壊形式となったが，予測通りの曲げ耐力を発揮した。柱際のガイドスチールを省略したせん断破壊型試験体 SA についても壁筋の効果を無視して算定することで，安全側に耐力評価できた。
さらに，M シリーズ補強壁試験体については，壁板部をブレースとしてモデル化することで，実験結246810121416

図-12 荷重-変形関係の比較ついて特に検証し，以下の知見を得た。

果と概ね対応する荷重-変形関係が得られた。

120.6

参考文献
1) 栗田康平，表佑太郎，江戸宏彰，古屋則之，小柳光生，
増田安彦：小型プレキャストブロックを用いた増設耐震壁工法の開発，日本建築学会大会学術講演梗概集，pp.139-140，1998.9
2) 栗田康平，増田安彦，古屋則之，木村耕三，三浦憲，
江戸宏彰：小型プレキャストブロックを用いた増設耐震壁工法の開発（その 2, 3），日本建築学会大会学術講演梗概集，pp.687-690，2002.8
3) Ciampi,V,et al.:Analytical Model for Concrete
Anchorages of Reinforcing Bars Under Generalized
Excitations, Report No. UCB/EERC-82/23, Univ. ofCalifornia, Berkeley, Nov.,1982‑1470‑