東急建設技術研究所報 No. 43

U.D.C 624.041 :CB パネル工法のせん断耐荷特性に関する実験的検討
笠倉要

約：

亮太 ＊

聡＊

前原黒岩

俊之 ＊

伊藤正憲 ＊

生産年齢人口の減少に伴う建設技術者，技能労働者の不足が顕在化しており，耐震補強工事においても生産性の向上が求められている。そこで，筆者らは，施工の省力化，省人化を目的とし，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を開発した。高強度繊維補強モルタルを耐震補強に用いた事例は少なく，そのせん断耐荷機構は明らかとなっていない。このため，開発した耐震補強工法のせん断耐荷特性を明らかとすることを目的とし，補強量を試験変数とした補強試験体による実験的検討を行った。実験の結果，本工法による補強により試験体のせん断耐力が向上することを確認し，その破壊性状は，パネルの組立用鋼材を兼ねる接続鋼材の降伏を伴うせん断破壊であることを明らかにした。また，補強を構成する各部材がせん断耐力に与える影響を明らかにした。

キーワード：

耐震補強，せん断耐力，プレキャストパネル，高強度繊維補強モルタル目

1．はじめに4．実験結果および考察

2．工法概要5．まとめ

次：3．実験概要1．はじめにえる影響から本工法のせん断耐荷機構について検討した。

1997 年の兵庫県南部地震を契機として，鉄道 RC 構造物の耐震補強が進められている。都市部の高架橋や橋脚で2．工法概要は，施工スペースの確保が困難な狭隘部や早期開放が必要

本工法を構成する補強構成部材を図 1 に，工法の施工手とされる店舗利用箇所での施工が増加しており，筆者ら順を図 2 に示す。

は，狭隘部での施工を想定した耐震補強工法を開発し本工法は，接続ボルト，L 形の接続鋼材，パネルおよび

た 1)。また，近年では，少子高齢化の進行，労働人口の減モルタルから構成される。接続ボルトにより接続鋼材の閉少による建設技術者，技能労働者の不足が顕在化してお合およびパネルを固定し，既設柱の周囲に配置する。そのり，鉄道 RC 構造物の耐震補強工事においても，生産性の後，パネルを埋設型枠として，既設柱との隙間にモルタル向上を図ることが求められている。そこで，筆者らは，狭を充填させ，既設柱と一体化させる巻き立て工法である。

隘部等の施工の困難箇所に適用可能かつ施工箇所の早期開放を可能とし，さらに，施工の省力化，省人化を可能とす
る耐震補強工法，CB パネル工法を開発した 2)。本工法は，耐震補強のプレキャスト化を目的とした，プレキャストパネル（以下，パネルと略す。
）と高強度繊維補強モルタル（以下，モルタルと略す。
）を用いた巻立て補強工法である。
本工法にて使用する高強度繊維補強モルタルは，圧縮強度の特性値が 120 N/mm 2 程度，引張強度の特性値が 8.0

図1

補強構成部材N/mm 2 程度であり，超高強度繊維補強コンクリートの設計・施工指針（案）3)（以下，UFC 指針と略す。
）に準ずる材料である。超高強度繊維補強コンクリートは，上述の指針の整備がなされ，一般土木構造物の適用に向けた研究がなされている 4)。しかしながら，本工法のような耐震補強工事に使用された事例は少なく 5)，その耐荷機構に関する研究は少ない 6)。そこで，本研究では，本工法による補強を行った試験体を用いて，補強量を変数とした載荷試験を実施し，破壊性状および補強構成部材がせん断耐力に与＊技術研究所

図2

施工手順

土木研究グループ71

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表1

表2

試験体諸元

材料特性値（鋼材）表3

図3

材料特性値（コンクリート，パネル，モルタル）

試験体寸法および配筋補強鉄筋の組立と型枠および脱型作業を省略することで，施工の効率化，短期施工を図っている。また，パネルおよ3．実験概要3.1

試験体諸元

び接続鋼材を柱周囲および高さ方向にボルト接合すること

試験体諸元，使用材料の特性値を表 1〜3 に示す。なお，で，溶接作業，および大型揚重機を必要とせず，狭隘部で

表 3 中に示す直接引張強度は，UFC 指針 3) を参考に実施の施工が可能な工法としている。

している。

モルタルは，鋼繊維混入率 1.75 vol. % とした繊維補強モ

試験体は，無補強の梁試験体と本工法による補強を行っルタルであり，現場での練混ぜを想定したプレミックス製た梁試験体の 5 体である。なお，No. 3 が実構造物を想定品である。一方，パネルは厚さ 15 mm としたレジンコンした標準的な補強仕様である。試験変数は，補強仕様の変クリート製である。パネル 1 枚に対し，上下 6 箇所の接続更による補強量とし，補強の有無，パネルの有無，接続鋼ボルトを用いて接続鋼材に固定することを基本としてい材間隔および接続鋼材の厚さとした。

る。また，接続鋼材の閉合にはパネルを固定した接続ボル試験体の寸法および配筋を図 3 に示す。試験体は，せんトの一部併用している。なお，接続鋼材には内側（柱面）断スパンを 1650 mm とした梁試験体であり，柱部材を想にナット溶接を行うことで，外側からのボルト接合が可能定し，断面形状を 600 mm×600 mm としている。補強試な構造としている。

験体を確実にせん断破壊させるため，軸方向鉄筋には，熱72

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表4

写真 1

各耐力の算定値

載荷状況処理により高強度化した異形鉄筋を使用している。なお，
図 3(ａ)中に示す左側スパンを試験部（補強部）とし，右側スパンにせん断破壊が生じないように，十分な帯鉄筋を配置している。全ての試験体は，補強後もせん断破壊となるように設計した。また，接続ボルトは，せん断降伏より

図4

せん断力―変位関係も接続鋼材の引張降伏が先行するよう，規格値により強度区分および径を定めた。
V={A⋅f  (sin θ +cos θ )S}⋅z

試験体の各耐力の試算結果を表 4 に示す。表中に示す耐力の試算は，表 2，3 に示す材料特性値を使用して算出し：区間

ml

た。曲げ耐力は，鉄道構造物等設計標準・同解説コンクリ

ml()：モルタルの引張強度

θ ml：モルタルが部材軸となす角度（90 ）た。UFC 指針 3) におけるせん断耐力の算出は，モルタル：モルタルの単位幅

mlと鋼繊維のひび割れ面でのかみ合わせによる応力伝達や引： /1.15

張鋼材のダウエル効果の分担分をモルタルマトリックスの：有効高さ（有効せい）受け持つせん断耐力とし，超高強度繊維補強モルタルの引V ={A⋅f  (sin θ +cos θ )S }⋅z

張強度による分担分を鋼繊維の受け持つせん断耐力として

pl：区間それぞれ算出し，その和を部材のせん断耐力としている。

pl におけるボルト孔を考慮した接続鋼材の総断面積

しかしながら，本工法のモルタルは，既設柱を取り囲むよ

pl：接続鋼材の引張強度

θ pl：接続鋼材が部材軸となす角度（90 ）うに配置され，既設柱に斜めひび割れが発生した後に，その開口を抑制する耐荷機構となると考えられる。このため，せん断耐力は，RC 標準，二羽らの式)

mlート構造 7)（以下，RC 標準と略す。）に準拠して算出し6), 7)(におけるモルタルの総断面積：接続鋼材の間隔

plを参考に，3.2試験体の補強

せん断補強鋼材を用いない棒部材のせん断耐力に帯鉄筋，補強試験体は，無補強の RC 梁を製作後，本工法による接続鋼材およびモルタルを修正トラス理論における引張材50 mm（モルタル 35 mm，パネル 15 mm）の巻き立て補として累加することとし，式( )を用いて算出した。な強を行った。補強は図 2 に示す手順にて行った。また，本お，パネルはひび割れ発生後には，せん断力の累加ができ工法は，柱部材の耐震補強を想定している。本工法の補強ないものと考え，耐力算定には加味しないこととした。

性能は，モルタルに配合される鋼繊維の配向性に影響を受V=V+V+V+V (けるものと考えられる 9)。このため，試験体の補強は，柱)ここに，部材での施工を模し，梁を建て起こした状態でパネルを組み立て，モルタルの充填を行った。

ry：部材のせん断耐力

3.3：せん断補強鋼材を用いない棒部材のせん断c

耐力 6)
s

載荷方法および計測項目

載荷状況を写真 1 に示す。支持条件は 2 点支持とし，載：せん断補強鉄筋の受け持つせん断耐力 6)

荷は等曲げ区間を有する単純漸増載荷とした。計測項目：モルタルの受け持つせん断耐力

は，荷重，支点反力，載荷点および支点の鉛直変位，軸方：接続鋼材の受け持つせん断耐力

向鉄筋ひずみ，帯鉄筋ひずみ，接続鋼材ひずみおよびモルml

pl73

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表5

斜めひび割れ発生荷重cと最大せん断力max

写真 2終局時の破壊状況（試験部）

No. 3 に対し，接続鋼材間隔を小さくした No. 4，板厚を小さくした No. 5 も，No. 3 と同様な破壊形態であった。
パネルの斜めひび割れの発生は，それぞれ，S=900 kN，700 kN 載荷時であり，最大せん断力はそれぞれ，S=1446kN，1163 kN であった。なお，載荷終了時には No. 4 では
図5

せん断力―軸方向鉄筋のひずみ関係

ボルトが破断が確認され，No. 5 では接続鋼材がボルト孔から縁端にかけて破断していた。また，載荷終了後に No.

タルまたはパネルひずみである。

3〜No. 5 のパネル，モルタルを撤去したところ，パネルの斜めひび割れ発生位置とモルタルおよびコンクリートの斜4．実験結果および考察
4.1

めひび割れ発生位置は，概ね一致していた。図 5 に示す軸破壊性状

方向鉄筋のせん断力―ひずみ関係は弾性範囲内であり，全各試験体のせん断力―変位関係を図 4，破壊状況を写真
2 に示す。なお，図中に示すせん断力ての試験体は軸方向鉄筋の降伏前にせん断破壊した。と変位は，試験部4.2側の支点にて計測した支点反力と載荷点の変位である。ま斜めひび割れ発生せん断力と最大せん断力

各試験体の斜めひび割れ発生せん断力

た，図中には表 4 に示すせん断耐力の算定値を併せて示し力ている。

max，最大せん断c

および各せん断耐力の算定値との比を表 5 に示す。

補強試験体である No. 2〜5 の最大せん断力は，無補強コンクリートおよび帯鉄筋の受け持つせん断力の確認の試験体 No. 1 の最大せん断力を超過し，せん断耐力の向上ため無補強とした No. 1 は，S=323 kN 時に載荷点と支点が認められた。なお，全試験体ともに修正トラス理論によを結ぶ斜めひび割れが発生し，荷重が低下した。その後，り算出したせん断耐力の算定値

荷重が増加したが S=427 kN に最大せん断力となり，大強試験体 No. 1 とモルタルおよび接続鋼材にて補強した

きく荷重が低下した。破壊形態は，ひび割れの発生状況か

No. 2 を比較すると，斜めひび割れ発生せん断力の比はら，せん断破壊と考えられる。

1.86 程度となっており，モルタルおよび接続鋼材がせん断ryを超過している。無補補強試験体のうち，パネルを使用せず補強した No. 2力に対し抵抗していることが確認できる。試験体の斜めひは，曲げひび割れの進展とともにせん断力が増加し，無補び割れ発生せん断力とコンクリートとモルタルのせん断耐強のせん断耐力を超過した。S=600 kN 時にモルタルに斜力算定値の和の比 S/(V+V) は，1.0 程度であった。まめひび割れが発生した。その後，載荷点，支点方向に斜めた，補強試験体の最大せん断力とせん断耐力の算定値の比ひび割れが進展し S=1186 kN 時に最大せん断力となり，荷重が低下した。荷重低下は無補強の No. 1 と比較する

max/ryは，No. 2〜4 は，1.1 程度となり，No. 5 は 1.2 程度となった。と，緩やかであった。載荷終了後には，ボルトの破断が確

補強試験体は，接続ボルトのせん断降伏よりも接続鋼材認された。また，モルタルを撤去すると，モルタルの斜めの引張降伏が先行するように規格値による設計を行ってい

ひび割れの発生位置は，コンクリートとほぼ一致している。ここで，表 2 に示す接続鋼材の引張降伏強度は規格値た。ひび割れの発生状況からせん断破壊と考えられる。

よりも大きく，No. 2〜4 では，接続ボルトのせん断降伏が実構造物の標準的な補強量とした No. 3 は，No. 2 とほ先行している可能性がある。試験体の終局時にも接続ボルぼ同様な破壊形態であった。S=700 kN 載荷時にパネルにトの破断が認められるため，接続ボルトのせん断降伏が卓斜めひび割れが発生し，最大せん断力は，No. 2 とほぼ同越した破壊であると考えられ， max/等の S=1180 kN であった。載荷終了後には，ボルトの破たと推察される。一方，板厚の小さい No. 5 では，終局時断が確認された。に接続鋼材の破断が認められ，接続鋼材の引張降伏が卓越

ryが 1.1 程度となっ74

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図6

せん断力―接続鋼材のひずみ関係（No. 3）

図7

せん断力―接続鋼材のひずみ関係（No. 5）

図8

せん断力―モルタルのひずみ関係（No. 2）

図9せん断力―パネルのひずみ関係（No. 3）した破壊であると考えられる。このため， max/ryが 1.2

維補強コンクリートの応力―ひずみ関係，図 9 中の右軸に程度となったと考えられる。
4.3
4.3.1

は材料試験による応力―ひずみ関係を併せて示している。

せん断耐荷特性図 8 に示す計測点でのモルタルの最大主ひずみは最大せん断力時には 150 μ 程度となっており，せん断力低下以降帯鉄筋および接続鋼材

補強試験体のせん断力―帯鉄筋，接続鋼材のひずみ関係もひずみが増加している。モルタルは一定の応力保持できの一例を図 6，7 に示す。なお，図中に示す接続鋼材およる材料であり，最大せん断力時も応力を保持できる状態に

び帯鉄筋のひずみは，ひび割れ近傍の接続鋼材または帯鉄あるものと推察される。このため，モルタルはせん断力に筋に貼付したひずみ計の計測値である。

抵抗していると考えられ，修正トラス理論における引張材

補強試験体 No. 3，5 の帯鉄筋ひずみは，無補強試験体として，せん断耐力を累加してよいものとした。なお，図No. 1 の最大せん断力である 400 kN 程度からひずみが発8 に示す計測点では最大せん断力以降は，応力を保持でき生している。その後，500 kN 程度から接続鋼材のひずみるひずみには到達しなかった。

が生じ始めている。接続鋼材は，帯鉄筋の降伏からは遅れ一方，図 9 に示す計測点でのパネルの最大主ひずみは，るものの，最大荷重前には降伏に至っている。全補強試験

最大せん断力前に材料試験の終局ひずみ約 400 μ に達して体とも同様な傾向であった。このことから，接続鋼材は，いる。パネルは最大応力後に脆性的な破壊を生じる材料で斜めひび割れの発生に伴い，帯鉄筋とともにせん断力に抵あり，最大せん断力時には終局領域に達していると考えら抗していると考えられ，修正トラス理論における引張材とれる。また，パネルはボルトを介し，接続鋼材に固定されして機能しているといえる。ており，パネル同士が閉合されていないことから，修正ト

4.3.2

モルタルおよびパネルラス理論における引張材として，せん断力の累加は行わな補強試験体のせん断力―モルタル，パネルのひずみ関係いこととした。の一例を図 8，9 に示す。なお，図中に示すひずみはモルタル，パネルの貼付した 3 軸ひずみ計による最大主ひずみ

5．まとめであり，計測位置は試験体スパン中央を原点としている。
2)

なお，図 8 中の右軸には，UFC 指針 に基づく高強度繊

本論文では，狭隘部等の施工困難箇所に適用可能かつ，施工の省力化を目的とした耐震補強工法のせん断耐荷機構75

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東急建設技術研究所報 No. 43を検討するため，補強の仕様による補強量を変数とした補力に対して抵抗していると考えられる。

強試験体の載荷試験を実施した。本実験により得られた所()

モルタルは，最大せん断力時に一定の応力を保持で見を以下に示す。

きるひずみの領域にあり，修正トラス理論における()

本補強工法で，RC 試験体を補強することで，せんせん断力の累加が可能であると判断した。一方，パ断耐力の向上が認められた。

ネルは，最大せん断力時には応力低下領域にあり，()本工法で補強した試験体は，接続鋼材の板厚 4.5

修正トラス理論におけるせん断力の累加は行わない

mm の場合は接続ボルトの破断が卓越した破壊形態こととした。となり，板厚 3.2 mm の場合は接続鋼材の破断が卓謝()

補強の仕様により補強量を変数とした試験体のせん越した破壊形態となった。しかしながら，全試験体断耐力は，帯鉄筋，接続鋼材およびモルタルを引張とも接続鋼材は，最大荷重前に引張降伏に至ってお材とした修正トラス理論に基づくせん断耐力算定式

り，修正トラス理論における引張材として，せん断により安全側に評価できる。

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，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) 笠倉亮太，黒岩俊之，岡本大，谷村幸裕：組立式補強鋼材と吹付けモルタルによる RC 柱の耐震補強効果に関する実験的検討，
コンクリート工学年次論文報告集，Vol. 34, No. 2, pp. 1033‑1038, 2012.
2) 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報告集，Vol. 38, No. 2, pp. 1093‑1098, 2016.
3)（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．

4) 福浦尚之，田中良弘他 4 名：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．
5) 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報告集，Vol. 23, No. 1, pp. 1075‑1080, 2001．
6) 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．
7)（財）鉄道総合技術研究所：鉄道構造物等設計標準・同解説

コンクリート構造物，2004．

8) 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，pp167‑176, 1986．
9) 横尾彰彦，奥山厚志，松尾久幸，原田益宏：超高強度繊維補強コンクリートの打設方法が薄肉部材の曲げ性能に影響する因子について，コンクリート工学年次論文報告集，Vol. 31, No. 2, pp. 1285‑1290, 2009．

AN EXPERIMENTAL STUDY ON SHEAR PERFORMANCE OF CB PANEL METHOD USING
PRECAST PANEL AND HIGH STRENGTH FIBER REINFORCED MORTAR
R. Kasakura, S. Maehara, T. Kuroiwa, and M. Ito
The authors developed a seismic reinforcement method using precast panels and high strength fiber reinforced mortar
for the purpose of labor saving of construction. There are few cases using high strength fiber reinforced mortar forincreasing seismic resistance, and the shear failure mechanism of developed method is not clear. Therefore, in order toclarify the shear failure mechanism of this method, an experimental study was carried out with a reinforcing beamspecimen. As a result, it was confirmed that the shear strength of the beam specimen was improved by the developed
seismic retrofitting method, and the fracture behavior was shear fracture due to the yield of the connecting steel used forpanel assembly. We also clarified the influence of each member of reinforcement on the shear strength.

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