東急建設技術研究所報 No. 45

U.D.C 624.041

CB パネル工法の設計手法の高度化に関する実験的検討―高強度繊維補強モルタルを考慮した補強 RC 柱部材の変形性能算定手法―
笠倉要

約：亮太 ＊

黒岩俊之 ＊

筆者らは，耐震補強工事の生産性向上を目的とし，新しい耐震補強工法「CB パネル工法」を開発した。開発した工法は，プレキャストパネルを分割された補強鋼材とボルトを用いて既設柱の周囲に配置し，隙間に高強度繊維補強モルタルを充填するものである。工法を構成する高強度繊維補強モルタルは，橋梁等での使用を想定した指針が整備されているが，耐震補強工事に用いた事例は少なく，補強材として用いた場合の耐荷特性や変形性能を明らかとする必要がある。本研究では，本工法の変形性能を明らかとするため，補強鋼材量，高強度繊維補強モルタル量および断面寸法を変数とした補強 RC 柱による正負交番載荷試験を行った。その結果，高強度繊維補強モルタルの増厚量の増加に伴い，変形性能が向上することを確認し，本工法を用いた補強 RC 柱の最大耐力後に同一変位での繰返しによる顕著な耐力低下を生じない最大変位点の変形性能算定式を提案した。

キーワード：

耐震補強，変形性能，高強度繊維補強モルタル，補強鋼板

目

1．はじめに5．既往の算定式との比較

2．耐震補強工法の概要

6．モルタルを考慮した部材角の算定

3．試験概要7．まとめ

次：

4．試験体の破壊性状
1．はじめにて，設計手法が取りまとめられており，柱のじん性率を用

鉄道 RC 構造物では，近年，施工スペースの確保が困難いた照査方法 例えば9) から，新設構造物と同様に部材角を用な狭隘部や早期解放が必要とされる店舗利用箇所での施工いた照査方法に変更されている。筆者らはこれまでに本工が増加している。鉄道 RC 構造物の耐震補強は，兵庫県南法のせん断耐力 10)，変形性能に関する検討 11)を実施し，そ部地震以降，様々な工法が考案され，狭隘部においても施の評価手法を提案している。

工可能な耐震補強工法の開発がなされている 例えば1)。しか

これまでに提案した変形性能の算定手法 11)では，モルタしながら，近年では，生産労働人口の減少に伴う，建設技ルの増厚量を仕様規定として定めているため，モルタル増術者，技能労働者の不足が顕在化しており，建設工事の生厚量が変形性能に与える影響が明らかとなっていない。そ2)

産性向上が求められている 。このため，夜間作業等様々こで，本研究では，既往の研究 11)に加えモルタル増厚量をな制約を受ける鉄道 RC 構造物の耐震補強工事において変数とした補強 RC 柱試験体による正負交番載荷試験を実も，生産性を向上させることは有意である。そこで，筆者施し，鋼板巻立て補強を対象とした既往の研究 12), 13)と併せらは，狭隘部等の施工困難箇所に適用可能かつ，施工箇所て，本工法のモルタル増厚量と断面寸法が変形性能に与えの早期解放，施工の省力化・省人化を目標とし，プレキャる影響を明らかとし，曲げモーメントと部材角の関係を提ストパネル（以下，パネル）と高強度繊維補強モルタル案することとした。

（以下，モルタル）および補強鋼材を用いた耐震補強工法を開発した 3), 4)。

2．耐震補強工法の概要
本工法を構成する補強材料を図 1 に，工法の施工手順を

本工法は，パネルを組立用鋼材（以下，接続鋼材）とボ

図 2 に示す。

ルトを用いて既設柱周りに配置し，既設柱との隙間にモルタルを充填するものである。本工法にて使用するモルタル

本工法は，補強鋼材を兼ねた 2 種類の L 型の接続鋼材の引張強度は超高強度繊維補強コンクリートの設計・施工（じん性補強：Type‑D，せん断補強：Type‑S），接続ボ指針（案）5)（以下，UFC 指針）に示される値を満足するルト，パネルおよびモルタルから構成される。施工は，柱材料である。超高強度繊維補強コンクリートは，上述の指基部に接続鋼材（Type‑D）を配置し，図 2，2）中に示す針の整備がなされ，一般土木構造物への適用に向けた検討

赤枠部のボルト孔にて閉合する。その後，図 2，3）中青6)が行われている 。しかしながら，本工法のように耐震補枠部のボルト孔にてパネルを接続鋼材に接合し，柱周囲に強工事に適用された事例は少なく，その変形性能に関する配置する。なお，接続鋼材のボルト孔の内側（柱側）には

7), 8)。ここで，鉄道構造物の耐震補強設計は，ナットを溶接しており，外側からのボルト接合が可能な構

既存鉄道コンクリート高架橋柱の耐震補強設計指針 1) に造としている。塑性ヒンジ区間となる柱端部から 1.25D

研究は少ない

＊技術研究所

土木構造グループ35

東急建設技術研究所報 No. 45

図1

補強材料

（D=断面高さ）までは，同様に Type‑D の接続鋼材にて柱高さ方向に積層する。1.25D 以降は，帯状 L 型の接続鋼材（Type‑S）を用い，図 2，4）中緑枠部のボルト孔にて，地組した接続鋼材（Type‑S）とパネルを柱周囲に配置し，図 2，4）橙部のボルト孔にて隣接するパネルを閉

図2

施工手順合する。この際，パネルの上下は，接続鋼材（Type‑S）にて接合され，パネルの境界部では接続鋼材がモルタルの3．試験概要漏洩を防止する。所定の高さまでパネルを組み立てた後3.1に，パネルを埋設型枠として，既設柱との隙間にモルタル試験体諸元，モルタルの配合，使用材料の材料試験値をを充填させることで既設柱と補強部材を一体化させる工法

表 1〜4 に示す。表 4 中に示す直接引張強度試験は，UFCである。なお，本工法は，せん断補強，じん性補強を目的

指針 5)を参考に試験を実施した。また，試験体の配筋，補としているため，補強部材とフーチングにあきを設け，補強図を図 3 に示す。

強部材とフーチングの接合は行っていない。

試験体諸元

試験体は，補強 RC 柱試験体の 4 体である。試験変数

モルタルは，厚さ 35 mm を標準とし，鋼繊維径 0.21は，接続鋼材厚 sp，モルタル厚 ml による補強量および既mm，繊維長 15 mm，混入率 1.75 Vol.% とした繊維補強モ設柱寸法とした。No. 1〜3 の既設柱の寸法および配筋は，ルタルで，現場での練混ぜを想定した蒸気養生不要のプレ鋼板巻立て補強の補強効果に関する既往の研究 14), 15)を参考ミックス製品である。一方，パネルは，厚さ 15 mm を基に決定した。No. 1，2 の断面寸法 800×800 mm は，実物本とし，ビニロン繊維径 440 μm，繊維長 24 mm を混入し大の高架橋柱寸法に相当する。No. 1，2，4 は ml=35 mmたレジンコンクリートである。なお，パネルにはボルト径とし，No. 1 は標準的な補強の仕様，No. 2 は接続鋼材厚＋4 mm のボルト孔を，接続鋼材にはボルト径＋2 mm のspボルト孔を設けている。の 影 響 を 検 討 す る た め， sp =3.2 mm と し た。ま た，

No. 3 は ml と既設柱幅の影響を検討するため， ml =55

表 1 試験体諸元

表2

モルタルの配合表3表4材料試験値（コンクリート，パネル，モルタル）

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材料試験値（鋼材）東急建設技術研究所報 No. 45

図3試験体配筋，補強図（単位：mm）

表5

耐力算定値

mm とし，断面寸法を 600×600 mm としている。一方，とから，最大荷重時には，せん断耐力を累加できないもの

No. 4 はとして，耐力算定には考慮していない 10)。の 影 響 を 検 討 す る た め，柱 寸 法 を 1200×600mm とし，既往の研究 16)を参考に試験体諸元を定めた。ままた，全ての試験体は，補強前の破壊形態をせん断破壊た，接続ボルトは，ボルトのせん断降伏よりも接続鋼材の型とし，補強後は曲げ破壊型となるように設計している。

引張降伏が先行するように鉄道構造物等設計標準・同解説

3.2鋼・合成構造物 17)に示される特性値を用いて接続ボルトの試験体の補強は，既設柱を製作後，本工法による巻立て試験体の補強および載荷方法補強を行った。補強は図 2 に示す手順により行った。載荷径，本数および強度区分を設定している。
各試験体の耐力算定値を表 5 に示す。表中に示す各耐力

方法は，軸方向鉄筋降伏時の水平変位を δ y とし，δ y を基は，表 3，4 に示す材料試験値を用いて，各安全係数を 1.0準とした正負交番載荷とした。載荷サイクルは，既往の研として算定した。曲げ耐力は，補強部材とフーチングにあ究 14), 15) を参考に δ y までは 1 回繰返し，δ y 以降は，3 回繰きを設けているため，補強を無視した柱下端の断面によ返しとした。鉛直方向軸力は，ラーメン高架橋の地震時応18)

答 軸 力 を 想 定 し，No. 1〜2 は 3.68 N/mm 2，No. 3，4 はり，鉄道構造物等設計標準・同解説コンクリート構造物に準拠し算定した。本工法のモルタルは，既設柱を取り囲3.00 N/mm 2）とした。計測項目は，水平荷重，水平変位，むように配置され，既設柱に斜めひび割れが発生した後軸方向鉄筋ひずみ，帯鉄筋ひずみおよび接続鋼材ひずみでに，その開口を抑制する耐荷機構となると考えられる。こある。

19)のため，せん断耐力は，二羽らの式 を参考に，既設柱の4．試験体の破壊性状

帯鉄筋，接続鋼材およびモルタルを引張材と仮定し，安全側の評価となるように斜めひび割れ角度を 45 とする修正

各試験体の終局時の損傷状況を写真 1〜2，曲げモーメ

トラス理論により各補強部材のせん断耐力を累加することントと部材角の関係を図 4〜7 に示す。なお，図中に示すとして算定した 10)。なお，パネルは，柱周囲方向に併合さY，M，N 点は，それぞれ，軸方向鉄筋の降伏点，最大耐れていないことと，ひび割れ発生後に脆性破壊を生じるこ

力後に同一変位での繰返しによる顕著な耐力低下を生じな

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東急建設技術研究所報 No. 45

写真 1

写真 2

損傷状況図4

曲げモーメント―部材角関係（No. 1）

図5

曲げモーメント―部材角関係（No. 2）

図6

曲げモーメント―部材角関係（No. 3）

図7

曲げモーメント―部材角関係（No. 4）

柱基部の損傷状況（載荷終了後，載荷面）

い最大変位点および最大耐力以降に降伏耐力を維持できる最大変位点である 1), 18)。図中の曲げモーメントは，軸力の偏心による付加モーメントを考慮している。また，本工法の接続鋼材（Type‑D）は，ボルト接合され断面欠損があるものの，柱周囲に連続しているため，鋼板巻立て補強の補強鋼板と同様に軸方向鉄筋の座屈を抑制できるものと考えられる。そこで，図 5〜8 には，接続鋼材（Type‑D）
を補強鋼板とみなし，既往の研究 13)に示される鋼板巻立て補強の変形性能算定式による骨格曲線と本載荷試験による骨格曲線を併せて示している。
全ての試験体の最大耐力は，補強によりせん断耐力が向上し，曲げ耐力の算定値を超過した。柱基部の接続鋼材（type‑D）は，終局時にはすべての試験体で軸方向鉄筋の座屈とともにはらみ出しが生じた。なお，全試験体ともボルトの破断は認められなかった。以上の損傷状況から，全試験体ともに曲げ破壊に至っているものと判断される。
5．既往の算定式との比較
5.1

曲げモーメントY，M 点での曲げモーメントの実験値と計算値 13)の関係を図 8 に示す。図中には既往の研究 13)に示される鋼板巻立て補強した試験体の結果を併せて示している。
本工法の Y，M 点における実験値/計算値の平均値はそれぞれ 1.07，1.17 となり，既往の研究 13)に示される平均値1.15，1.20 とほぼ同等となった。本工法では補強部材とフーチングを接合せず，あきを設けて補強するため，補強部

38

東急建設技術研究所報 No. 45

図8Y，M 点でのモーメント材を無視した柱下端の断面により，曲げ降伏および曲げ耐力を算定してもよいと考えられる。
5.2部材角

既往の研究 13)に示される変形性能算定式による Y，M，N点における部材角の実験値と計算値の関係を図 9 に示す。
図中には既往の研究 12), 13)の試験結果を併せて示している。
既往の研究 13)に示される変形性能算定式による本工法のY，M，N 点での部材角の実験値/計算値の平均値は，それぞれ，0.93，1.28，1.07 となった。Y 点での部材角の実験値/計算値は，既往の研究 13)よりも小さな値を示したも

図9のの，Y 点における本工法の部材角は，既往の研究 13)に示

Y，M，N 点での部材角される算定式により評価できると考えられる。
M 点での部材角の実験値/計算値は，既往の研究 13)より

L：せん断スパンも，安全側ではあるものの，大きな値を示し，特に ml=

L：塑性ヒンジ長（=柱の断面高さ）55 mm とした No. 3 において顕著となっている。ここで，M 点での部材角 θ m は，躯体変形による回転角 θ m0 と軸M 点での部材角 θ m の算定式 13)を式()〜(方向鉄筋の定着部からの抜出しによる部材端部の回転角)に示す。

θ =θ +θ ()θ m1 の和として算定される。ここで，θ m0 は，塑性ヒンジθ =(δ+δ)L

()の曲げ変形による変位を考慮しており，塑性ヒンジの回転δ=θ (L−L2)()角 θ pm は，RC 部材の塑性ヒンジの回転角 θ' と鋼板巻立θ =θ'+θ"

()て補強による塑性ヒンジの回転角 θ" の和として算定されδ：塑性ヒンジ部以外の躯体変形る。このため，補強部材であるモルタルの塑性ヒンジの回δ：塑性ヒンジ部の変形転角に与える影響が考慮されておらず，大きな値を示して

θ ：塑性ヒンジの回転角いるものと考えられる。

θ'：RC 部材の塑性ヒンジの回転角

一方，N 点での部材角の実験値/計算値は，既往の研究 13)とほぼ同等の値となっている。N 点では，モルタルにθ"：鋼板巻立て補強の塑性ヒンジの回転角

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よる変形性能に対する補強効果が小さくなり，鋼板巻立て補強と同等となっているものと考えられる。これは，終局時にはモルタルのひび割れが過大となり，軸方向鉄筋の座屈に対する抑制効果が低下していると考えられ，試験体の損傷状況と一致する。
6．モルタルを考慮した部材角の算定
上述のように，本工法の曲げモーメントと部材角の関係
は，既往の研究 13)に示される変形性能算定式と概ね同等の値を示すが，M 点では大きな値を示す。ここで，本工法のモルタルは，ひび割れ発生から一定の応力保持領域を有
図 10する材料である 10)。本工法では，パネルを設置しているた鋼材による回転角の増分め，モルタルのひび割れ発生時期とその開口状況を把握することが困難ではあるが，M 点でのモルタルは，一定の応力保持領域にあり，N 点では応力保持領域を超過しているものと推測される。そこで，本研究では，接続鋼材（Type‑D）とモルタルが M 点において補強鋼板と同様に軸方向鉄筋の座屈を抑制するものと仮定して，鋼板巻立て補強の変形性能算定式を参考にモルタルの影響を考慮したM 点での部材角の算定手法を提案することとした。なお，
パネルは，M 点以前に曲げひび割れが発生していることから，せん断耐力の算定と同様に考慮しないものとした。
M 点での部材角 θ m は，既往の研究 13)と同様に式(()〜)に示す躯体変形による回転角 θ m0 と軸方向鉄筋の定着
図 11部からの抜出しによる回転角 θ m1 の和とした。ここで，塑

モルタルによる回転角の増分性ヒンジの回転角 θ pm は，接続鋼材（Type‑D）に加えモ)た。モルタルによる回転角の増分を表す，θ'"・(0.79 pに示すように，RC 部材の塑性ヒンジの回転角 θ' 16) と接+0.153) とモルタルの引張強度のばらつきを考慮する係数

ルタルが軸方向鉄筋の座屈を抑制するものと考え，式(続 鋼 材（Type‑D）に よ る 塑 性 ヒ ン ジ の 回 転 角 増 加 分

 ml（=f 8.0，8.0 は材料特性値として定数）とモルタル

θ" 13)およびモルタルによる塑性ヒンジの回転角増加分 θ'"

補強量比mlの 関 係 を 図 11 に 示 す。θ'"・(0.79 p+0.153) と  ml ml は，比例関係にあるものと仮定し，これをの和とした。
θ =θ'+θ"+θ'"

()

回帰することでモルタルによる塑性ヒンジの回転角 θ'" をθ'=(0.021 p+0.013)(0.79 p+0.153)()算定した。なお，θ'" の算定は，後述の柱寸法の影響 20)を

θ"=(0.0083 p)(0.79 p+0.153)()

除外するため，既往の研究 13)と同じ既設柱寸法である No.

ただし，0.021 p+0.013≦0.04，0.79 p+0.153≧0.78

1〜3 を用いている。
θ'"=(0.000834 p−0.00231)(0.79 p+0.153)

：帯鉄筋比

wt()

次に，柱寸法の影響について検討する。鋼板巻立て等の：引張鉄筋比

k w0：帯鉄筋強度を考慮する係数 (=f 345)

耐震補強工法は，中間拘束鉄筋等を配置しない場合，柱幅：断面欠損を考慮した接続鋼材 (=2t'b)が大きいほど，鋼板による軸方向鉄筋の座屈抑制，コア

 sp0：接続鋼材強度を考慮する係数数 (=f 345)

コンクリートの拘束効果が小さくなることが知られてい rb：柱寸法を考慮する係数 (=−0.0013b+1.9≧0)

る 例えば20)。これは，柱幅が大きいほど軸方向鉄筋の座屈をsp鋼 材 に よ る 回 転 角 の 増 分 を 表 す，θ"・(0.79 p+0.153) と  sp0 sp の関係を図 10 に示す。θ" は，式(抑制する帯鉄筋や補強鋼板等の固定点間の距離が大きくな)り，帯鉄筋や補強鋼板の軸方向鉄筋の座屈に対する拘束効)により算定し，θ m，θ pm̲exp 以外は計算値を用いてい果が小さくなるためと考えられる。既往の研究 13)に示される 。図 10 では，本工法で補強した試験体の回転角は，る変形性能算定式は，既設柱の断面形状 600 mm〜860

モルタルの影響により補強鋼板による回転角の増分mm の正方柱の試験結果から導かれている。本研究では，

θ"・(0.79 p+0.153) よりも大きな値を示している。まこれに本工法と大断面（2000×2000 mm）に鋼板巻立て補た，モ ル タ ル の 増 厚 量 の 大 き い No. 3 で は，θ"・強を適用した既往の研究 12)を併せた θ pm̲exp と柱寸法の関係(0.79 p+0.153) との乖離が大きくなっている。このため，を図 12 に示す。なお，既往の研究 12) は，せん断破壊したモルタルによる塑性ヒンジの回転角の増加分 θ'" は，モル試験体にエポキシ樹脂等を注入後，鋼板巻立て補強を行(=2tb) により増加するものと仮定しい，正負交番載荷試験を実施している。このため，既往の〜(13)タル補強量比ml40

東急建設技術研究所報 No. 45

研究 12)の補強後の破壊性状には，せん断破壊の影響があるものと考えられるが，補強後の載荷試験では，軸方向鉄筋が座屈し，曲げ耐力が鉄道構造物等設計標準・同解説コン
クリート構造物 18)による算定値を超過していることから，曲げ破壊した試験体として比較対象とした。
本工法で補強した試験体においても，鋼板巻立て補強と同様に，塑性ヒンジの回転角の実験値 θ pm̲exp は，柱幅が大きいほど小さくなる傾向にある。本工法と鋼板巻立て補強のモルタルの強度特性に相違はあるが，既設柱幅による寸法効果は，補強材料の剛性や強度の影響よりも補強材料の固定点間の距離の影響が卓越し，変形性能の低下程度は，概ね鋼板巻立て補強と同等であると仮定した。よっ

図 12

θ pm̲exp と柱幅の関係て，本 工 法 の 柱 幅 の 影 響 は，鋼 板 巻 立 て 補 強 と 同 様 に rb 13)にて考慮することとし，塑性ヒンジの回転角 θ pm は，式()により算定することとした。

θ ={(0.021 p+0.013)+(0.0083r  p)+krb{(0.000834 p−0.00231)}(0.79 p+0.153)()

ただし，0.021 p+0.013≦0.04，0.79 p+0.153≧0.78，p
≦18.3)により算定した各試験体の M 点での部材角 θ m と式(実験値の関係を図 13 に示す。なお，図 13 には，比較のため，式()による既往の研究 12), 13)の結果を併せて示している。本工法の実験値/計算値の平均値は，1.07 となり，精図 13

度よく M 点での部材角を算定することができているもの

M 点での部材角（モルタル考慮）と考えられる。
方向鉄筋の座屈抑制効果が低下する。
7．まとめ()

本工法にて用いる高強度繊維補強モルタルは，帯鉄本研究では，高強度繊維補強モルタルを含む補強部材が筋や接続鋼材とともに M 点での変形性能の向上に変形性能に与える影響を明らかとするため，補強 RC 柱の寄与していると考えられ，モルタルの増厚量が大き正負交番載荷試験を実施した。本研究に用いた試験体の範くなると変形性能が向上した。

囲を以下に示し，本研究の範囲にて得られた知見を示す。
既設柱の幅 =600〜1200 mm，せん断スパン比
3.06〜4.06，引張鉄筋比
wtmlの影響は，鋼板巻立て補強と同様に柱幅の増加に伴い低下傾向を示し，補強部材の強度や剛性よりも，

sp=0.35〜0.91%，モルタ補強部材の固定点間距離の影響が卓越するものと考=5.8〜18.3%，鉛直軸応力 σ n =3.00〜3.68 N/えられる。

mm 。
)

謝

本工法の M 点における変形性能に対する既設柱幅/ =a2()=0.80〜0.98%，せん断補強筋比=0.053〜0.079%，補強鋼材比

ル補強比

(()

モルタルの影響を考慮して提案した M 点の部材角

高強度繊維補強モルタルは，M 点では変形性能にの算定式は，各点での実験値/計算値の平均値が対する補強効果が認められるが，N 点では高強度1.07 となり，精度よく実験結果を評価することがで繊維補強モルタルのひび割れが過大となるため，軸きる。

辞本研究は，東急建設株式会社，公益財団法人鉄道総合技術研究所および株式会社ホクコンとの共同開発にて実施したものです。
ここに，本実験にご協力頂きました関係各位に深く謝意を表します。
参考文献
1) (公財)鉄道総合技術研究所：既存鉄道コンクリート高架橋柱の耐震補強設計指針，2013．
2) 国土交通省：平成 29 年度国土交通白書，2017．

41

東急建設技術研究所報 No. 453) 笠倉亮太，鈴木将充，黒岩俊之，三輪昌義，伊藤正憲：高強度コンクリートパネルと高強度繊維補強モルタルを用いて補強した RC 柱の破壊性状に関する実験的検討，土木学会第 70 回年次学術講演会概要集第 5 部，Vol. 70, pp. 213‑214, 2015.
4) 黒岩俊之，笠倉亮太，伊藤正憲，岡本大：高強度コンクリートパネルと高強度繊維補強モルタルを用いて補強した RC 柱のせん
断耐力に関する実験的検討，コンクリート工学年次論文集，Vol. 38, No. 2, pp. 1093‑1098, 2016.
5) (社)土木学会：コンクリートライブラリー 113 超高強度繊維補強コンクリートの設計・施工指針（案），2004．
6) 福浦尚之，田中良弘，趙唯堅，柄登志彦，加納宏一，兵頭彦次：超高強度繊維補強コンクリートはり部材の曲げ・せん断載荷実験，土木学会論文集，第 795 号，pp. 67‑80, 2005.
7) 川満逸雄，田中宏昌，関雅樹，鎌田敏郎：鋼繊維モルタル吹付けによる鉄道高架橋補強実験，コンクリート工学年次論文集，
Vol. 23, No. 1, pp. 1075‑1080, 2001.
8) 鈴木顕彰，原夏生，谷村幸裕，佐藤勉：鋼繊維混入プレキャスト型枠を適用した柱部材の変形性能，コンクリート工学年次論文報告集，Vol. 21, No. 3, pp. 247‑252, 1999.
9) (財)鉄道総合技術研究所：既存鉄道コンクリート高架橋柱等の耐震補強設計・施工指針

鋼板巻立て補強編，1999．

10) 笠倉亮太，田所敏弥，黒岩俊之，宇治公隆：プレキャストパネルと高強度繊維補強モルタルを用いた耐震補強工法のせん断耐荷特性に関する実験的検討，コンクリート工学論文集，Vol. 29, pp. 55‑62, 2018.
11) 笠倉亮太，渡辺健，田所敏弥，黒岩俊之，宇治公隆：プレキャストパネルと高強度繊維補強モルタルを用いて補強した RC 柱の変形性能に関する実験的検討，コンクリート構造物の補修，補強，アップグレード論文報告集，vol. 17, pp. 395‑400, 2017.
12) 小林哲夫，岩田秀治，家村浩和，安原真人，宮城敏明，大滝健：損傷を受けた大断面 RC 橋脚の耐震補修・補強効果に関する実験，土木学会第 55 回年次学術講演会概要集第Ⅰ‑b 部，Vol. 55, pp. 438‑439, 2000.
13) 前田友章，岡本大，谷村幸裕：鋼板巻立て補強した鉄筋コンクリート柱の変形性能算定手法，コンクリート工学年次論文集，
Vol. 31, No. 2, pp. 1087‑1092, 2009.
14) 田畑裕，佐藤勉，渡辺忠朋，安原真人：鋼板巻き補強におけるディティールの影響に関する実験的研究，土木学会第 51 回年次
学術講演会概要集第 5 部，Vol. 51, pp. 1056‑1057, 1996.
15) 谷村幸裕，宮村正博，奥井明彦，佐藤勉，渡辺忠朋：RC 柱の鋼板巻き補強における鋼板分割の影響に関する実験的研究，土木学会第 51 回年次学術講演会概要集第 5 部，Vol. 51, pp. 1058‑1059, 1996.
16) 渡辺忠朋，谷村幸裕，瀧口将志，佐藤勉：鉄筋コンクリート部材の損傷状況を考慮した変形性能算定手法，土木学会論文集 No.
683, V‑52, pp. 31‑45, 200117) (財)鉄道総合技術研究所：鉄道構造物設計標準・同解説

鋼・合成構造物，2004．

18) (財)鉄道総合技術研究所：鉄道構造物設計標準・同解説

コンクリート構造物，2009．

19) 二羽淳一郎，山田一宇，横沢和夫，岡村甫：せん断補強鉄筋を用いない RC 梁のせん断強度式の再評価，土木学会論文集，第372 号，pp. 167‑176, 1986.
20) 宮本征夫，石橋忠良，斉藤俊彦：既設橋脚の鋼板巻き耐震補強に関する実験的研究，コンクリート工学年次論文集，Vol. 9, No.
2, pp. 275‑280, 1987.

EXPERIMENTAL STUDY ON DUCTILITY OF RC MEMBERS WRAPPED BY STEEL AND HIGH
STRENGTH FIBER REINFORCED MORTAR
R. Kasakura and T. Kuroiwa
The authors developed a new retrofitting method aimed at improving the productivity of seismic retro‑fitting works.
The developed method is seismic retrofitting method using divided precast panel, high strength fiber reinforced mortar
and steel plate. The mortar is poured into the gap between the objective column and precast panels around it assembled
with steel plate and bolt. There are few cases using high strength fiber reinforced mortar for seismic retrofitting, and its
ductility is not clear. Therefore, in this paper, in order to clarify the ductility of the RC members retrofitted by this method,rein‑forced RC column specimens with amount of the steel plate, amount of the high strength fiber reinforced mortar andthe sectional dimensions were set as variables, and cyclic loading tests were conducted. As a result, the influence of highstrength fiber reinforced mortar on ductility was clarified and an calculation formula was reconstructed.

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