柱補強主鉄筋のフーチング内定着に関する載荷実験
大日本コンサルタント㈱ ○正会員 清水英樹 九州工業大学 正会員 幸左賢二 九州工業大学 正会員 合田寛基 九州工業大学 寺本浩平
１．はじめに
低鉄筋比である橋脚の耐震補強において，柱断面増厚に制限を 受ける構造物を対象とした場合，補強主鉄筋を既設コンクリート 内に埋込み，その柱周囲に補強帯鉄筋を配筋し，これら補強鉄筋 を覆う様に高靱性モルタルを巻立てる方法がある．しかし，既設 のフーチングに補強主鉄筋を後施工で定着するため，
[1]
エポキシ 樹脂を使用した場合の定着長は，一般的に20φ程度確保すれば良
いとされるが，既設主鉄筋との距離が近くなり群効果の影響が無 視できなることから，20
φでも十分な定着力を得られない可能性 がある．[2]既設主鉄筋量に対して，定着力に劣る補強主鉄筋の割 合が大きくなると，想定した耐力を確保できない可能性がある．といった課題がある．そこで，本研究ではこの補強工法の課題に ついて確認するため，定着方法をパラメータとした供試体を作製 し正負交番繰返し載荷を実施した．
２．供試体概要
図－1に供試体概略形状および使用鉄筋を示す．供試体は，一般 的な
RC
壁式橋脚を想定してモデル化しており，主鉄筋比および帯 鉄筋比は，破壊形式が曲げ破壊形式となるように設定している．普通コンクリートおよび高靱性モルタルの設計強度は，
24N/mm
2 とし，補強前の仮想供試体を幅750mm×断面高 350mm
で軸方向鉄 筋比が現行橋脚柱の1%
程度に比べ，0.64%
と低鉄筋比を設定して いる．供試体B
は，補強前供試体の断面内に補強主鉄筋D19
を6
本2
列配筋して既設コンクリートと一体化されており，フーチン グ定着も図－2(a)に示すように，フーチング下面で直角フックを 施している．供試体C
は，実構造物の補強手順を再現し，補強主 鉄筋6
本2
列を補強前供試体の柱表面に溝堀を行い，溝内に高靱 性モルタル充填し補強主鉄筋で固定している．また，溝直下のフ ーチングには図－2(b)に示すように，径30mm
で削孔し，補強主 鉄筋D19
をエポキシ樹脂で定着（定着長L=20φ=380mm）してい
る．補強後の断面は，供試体B， C
共に柱外周部に25mm
厚の高靱 性モルタルを被覆し800mm
×400mm
となっている．供試体の耐震性能の試算は，道路橋示方書に基づいて行った．
ただし，高靭性モルタルを用いるケースでは，圧縮側かぶりコン クリートが終局時でも応力を負担できると仮定し，終局時もかぶ りコンクリート部分を計算に含めた．
キーワード エポキシ樹脂， フーチング定着長，鉄筋抜け出し，コーン破壊，付着破壊
連絡先 〒812-0013 福岡市博多区博多駅東 2-5-19 大日本コンサルタント(株) 九州支社 ＴＥＬ092-441-0457 (a) 供試体 B (b) 供試体 C 図－2 柱補強主鉄筋のフーチングへの定着方法
補強主鉄筋 D19（I型）
エポキシ樹脂 補強主鉄筋
D19（L型）
定着長 20φ=380
353.5
228
3φ
=5 7
削孔径φ30
削孔長 390mm
既設主鉄筋 D19（L型）
既設主鉄筋 D19（L型）
-400 -300 -200 -100 0 100 200 300 400
-50 0 50 100 150
水平変位
[mm]
水平荷重
[k N ]
載荷履歴 試算値
-400
-300 -200 -100 0 100 200 300 400
-100 -50 0 50 100
水平変位[mm]
水平荷重
[k N ]
載荷履歴 試算値
図－3 水平荷重－水変位関係 (b) 供試体 C (a) 供試体 B
(a) 側面図（西面） (b) 断面図 図－1 供試体概略形状
440
390 400 390
既設主鉄筋 SD345 D19
補強主鉄筋 SD345 D19（I型）
補強主鉄筋 SD345 D19（L型）
1000400 1400
1751225
補強帯鉄筋 SD345 D13 既設鉄筋 SD345 D10
350
25 25
高靱性 モルタル
CL
水平荷重載荷位置
供試体B 供試体C
北側 南側
＋ －
高靱性
モルタル 400
補強主鉄筋D19 補強帯鉄筋D13ctc75 高靱性モルタル
400
既設主鉄筋D19 既設帯鉄筋D10ctc150
375
350
供試体B供試体C 40
30
25 25
25
1180 主鉄筋
SD345 D29
配力鉄筋 SD345 D19
配力鉄筋 SD345 D19
土木学会第66回年次学術講演会(平成23年度)
‑983‑
Ⅴ‑492
３．実験結果
図－3に各供試体の
P－δ履歴曲線と試算値を示す．供試
体B
は，344kN
で補強主鉄筋が降伏ひずみを超え，3
δy(30.7mm)で最大荷重 362kN
に達し後，5δ
y(51.3mm)まで荷
重を保持したまま変位が進展したが，柱基部で高靱性モル タルが剥離し始め，徐々に荷重が低下してゆき，6
δy(62.2mm)で P
yを下回った．これは，試算値とほぼ同等の結 果であり，補強主鉄筋の定着が想定した耐力を十分発揮し たと考えられる．供試体C
は，荷重制御で320kN
を荷重維 持した時に，図－4 に示すように引張側補強主鉄筋がフー チングかぶりコンクリートと伴にフーチングから抜け出し，荷重を保持出来なくなり，水平載荷アクチェータのストロ ーク限界
136mm
まで急激に変位が進行（図－3(b)の破線）した．この直後の荷重は，
137kN
まで低下していた．図－4 に抜け出し直後の変位136mm
時のフーチング内主鉄筋ひ ずみ分布と破壊状況を示す．ひずみの増加量は，既設主鉄 筋よりも外側の補強主鉄筋が進展せず，特にフーチング上 面から-150mm
以深のひずみ増加量がほぼ0
μであることか ら，補強主鉄筋先端まで付着切れしていると推定される．このことを確認するため，載荷終了後，供試体
C
の引張補 強主鉄筋位置でフーチングを切断し，写真－1 に示すよう に断面の破壊状況を確認した結果，フーチング上面は最深105mm
のコーン状破壊し，補強主鉄筋6
本すべての先端に平均
21mm
の空隙が確認された．また，付着破壊面はエポ キシ樹脂とコンクリート界面であることが判明した．４．抜け出し破壊のメカニズム
図－5 に補強主鉄筋の抜け出し破壊メカニズムを示す．
引張力が中程度のときは，フーチング上部で斜め上向きに ひび割れが生じ，フーチング上面に達するとコーン破壊面 を形成する．実験では最大荷重付近でこのコーン破壊面を 形成していたと考えられる．このとき，コーン破壊面は付 着や噛み合わせ効果が無く引張力に抵抗していないため，
コーン先端よりも下の部分の付着強度による抵抗となる．このことから，図中に示すようにコンクリートと樹脂間 のひずみが作用する区間が，荷重の増加にともない鉄筋先端に向けて移動する．実験では，コーン頂点より下の部 分が水平荷重によって鉄筋に作用する引張力に耐えられなくなり，一気に抜け出したと考えられる．また，既設と 補強主鉄筋の間隔が近いことから群効果による低減係数が
0.6
程度となり，このことも見かけの付着強度が低下し た要因の1
つと考えられる．５．まとめ
補強主鉄筋の定着方法をパラメータとした供試体の正負交番載荷実験の結果，以下のことを確認した．
1）補強主鉄筋を新設同様の定着とした場合，群効果や抜け出しによる耐力低下は生じない．
2
）既設と補強主鉄筋量が同程度で，補強主鉄筋の樹脂定着長を20
φとした場合，群効果とコーン破壊を伴う補強 主鉄筋の抜け出しにより想定した耐力が得られないため，コーン破壊面以深で定着長を確保する必要がある．図－4 破壊状況と主鉄筋ひずみ分布（供試体 C）
変位136mm（抜け出し直後）
空隙20mm程度 抜け 出し
10
5m m
-50 -150 -250
フーチング上面からの深さ[mm]-350 10000 ひずみ[μ]
0 5000
伸び
出し 既設主鉄筋
補 強主 鉄 筋 既
設主 鉄 筋
補強 主 鉄筋
写真－1 フーチング切断面（供試体 C）
空隙 空隙
(a) 引張力中程度 (b) 引張力大 図－5 抜け出し破壊メカニズム 土木学会第66回年次学術講演会(平成23年度)
