第 12 回道路橋床版シンポジウム論文報告集

土木学会

報告
鋼板厚を考慮した鋼コンクリート合成床版のずれ止め試験方法
中本啓介*，鈴木統*，松村寿男**，東山浩士****（一社）日本橋梁建設協会（〒105-0003 東京都港区西新橋 1-6-11）**博（工），（一社）日本橋梁建設協会（〒105-0003 東京都港区西新橋 1-6-11）*** 博（工），近畿大学教授, 理工学部社会環境工学科（〒581-0811 八尾市新家町 8-23-1）
合成床版の合理化検討への取組のひとつとして，床版を構成する底鋼板とコンクリートを一体化させるずれ止めのせん断耐力の評価が重要となっている．せん断耐力を評価する従来の押抜き試験法は，合成桁のフランジ上のずれ止めを想定した板厚 12mm のものであるため，新たに合成床版で用いる底鋼板厚 6～9mm の薄板を想定した試験法を提案した．本報告では，頭付きスタッドを対象に提案した試験法と従来の試験法とを比較し板厚が及ぼすせん断耐力等の力学的特性への影響について評価を試みた結果を述べる．

キーワード：押抜き試験，せん断耐力，頭付きスタッド

1．はじめに180CLCLD1350Case3300150150D22180200D19a
フランジ厚tf26030a60066022．試験概要

スタッド間隔

Case1,2,4200

Case1,2,4Case3

100 150 100 Case3

外観図
Case1,2,4400

鋼コンクリート合成床版（以下，合成床版）の合理化検討への取組のひとつとして，床版を構成する底鋼板とコンクリートを一体化させるずれ止めの配置間隔や形状等の構造細目における規定とせん断耐力の評価が重要となっている．合成床版において，より高い精度と自由度で設計するためには，ずれ止めのせん断耐力について定式化が望まれる．現在，合成床版のずれ止めのせん断耐力の性能評価については，ずれ止めの種類によって試験方法が異なっており，統一的な評価が必要と考える．一
般的な JSSC 案 1)に準拠した押抜き試験法では，合成桁のフランジなどでの評価を想定しており，合成床版で用いる底鋼板厚 6～9mm の薄板を想定した試験とはなっていない．本稿では，合成床版の底鋼板厚を考慮したずれ止めの押抜き試験法を提案し，既往の研究による試験法と比較した結果について報告する．

30
寸法単位（ｍｍ）

断面図と側面図

2.1 試験体概要
試験体概要図を図－1 に示す．試験体は，ずれ止めが配置された底鋼板をフランジ部材に模した箱型断面の鋼部材とコンクリートブロックにより構成する．提案する試験法ではずれ止め構造をモデル化する際に，コンクリートブロック幅の境界条件や試験体形状等を考慮する．
本報告では，ずれ止め形式として比較データが多く一般的な頭付きスタッドを対象に検証する．試験体のコンク

図－1

試験体概要図

リート厚さは合成床版の床版支間 6m の床版厚に相当する 260mm とした．箱型断面形状とする鋼部材のウェブ間隔は実際に施工されている合成床版のリブ間隔600mm を考慮した．鉄筋は，D22，D19（SD345）を使用し，合成床版の配筋に近い条件とした．コンクリートの打込みは，頭付きスタッドを正立の状態で行い，コンクリート硬化後に添接板を用いて箱断面部材のウェブを高- 341 -表－1 試験体の種類
種類

フランジ厚
スタッド
[底鋼板厚]
配置／箇所（mm）

Case1

2本1段

Case2

2本1段

Case3

2本2段

Case4

2本1段

812

表－2 鋼材の機械的性質

試験体の開き拘束

試験体数（体）目的あり

3基本（比較対象）なし

3

開き拘束による影響を確認

あり

3

スタッド本数の違いによる影響を確認

材料

底鋼板厚の影響を確認

コンクリートあり

3

降伏点 引張強さ
22(N/mm ) (N/mm )材料
フランジ部材 Case1-3
Case4
頭付きスタッド伸び（%）

厚さ8mm28443933

厚さ12mm28344432軸径16mm34745729

表－3 コンクリートの材料特性

力ボルトで接合した．コンクリートとの接触面になる鋼板上面には剥離剤を塗布し，付着力を完全に除去した．
また，図－1 の a 部に示すフランジ下端部には，荷重載荷によりフランジコバ面とコンクリートが接しないようにコンクリート厚を 2mm 控えた．
試験体の種類を表－1 に示す．試験体は，試験時におけるコンクリートブロックの拘束条件，スタッド配置および底鋼板厚をパラメータとした 4 ケース，計 12 体を製作した．コンクリートブロックの拘束条件は，荷重載荷による頭付きスタッドの軸方向力による開きの有無を確認するためパラメータとしている．

圧縮強度 割裂引張強度
22fcd(N/mm )ft(N/mm )
45.3

2.51

静弾性係数
2Ec(N/mm )334.6×10

写真－1 試験体載荷方法- 342 -

40x20 20x

2.2 材料特性
L1L4ずれ止めを構成する鋼材の機械的性質を表－2 に示す．
(R4)
(R1)
試験体で用いる頭付きスタッドは JIS B 1198 に適合し，
L2L3L5軸径 dss は 16mm，高さは 150mm を用いており降伏点は(R2)(R3) (R5)0.2％残留ひずみの値である．
載荷試験期間中に実施したコンクリートの材料特性を寸法単位（ｍｍ）
表－3 に示す．コンクリートは実際の合成床版で用いら
図－2 鋼板のひずみゲージれる配合を用いた．呼び強度 30N/mm2，粗骨材寸法20mm，膨張材 20kg/m3，標準スランプ 12cm の普通コン
クの両側面の各 2 箇所の計 4 箇所に高感度変位計を配置
クリートを使用した．
した．本試験で示す相対ずれは，左右ブロックの測定値を平均し，その大きい方を試験による相対ずれとして採2.3 実験方法用した．また，Case1 および Case4 では，鋼板の板厚差に載荷方法を写真－1 に示す．試験体上に載荷梁とロー着目し，荷重の載荷に伴うスタッド溶接部の板曲げ挙動ドセルを配置し，荷重を一方向に載荷した．
載荷方法は，を確認するため，図－2 に示す左右ブロックの鋼板にひJSSC 案 1）に準拠し，漸増繰返し載荷とした．
ずみゲージを配置した．
試験体は，載荷面と台座が平行を保ち偏心載荷が生じないように，不陸調整として無収縮モルタルを直接，試2．4 せん断耐力式による評価方法
験体と台座の間に打ち込み配置した．
スタッドのずれ止めせん断耐力の算定は，土木学会のCase2 を除く開き拘束を設けたケースでは，試験体の複合構造標準示方書 2）（以下，土木学会）および道路橋載荷に伴うコンクリートブロックの開きに対して，試験示方書Ⅱ鋼橋編 3)（以下，道示）の算定式を用いた．
体外側に形鋼と φ25mm の鋼棒を用いた．載荷により鋼
土木学会式では，式（1）に示される頭付きスタッド周棒に生じる拘束力をひずみゲージにより確認した．鋼棒
辺のコンクリートの支圧耐力および式（2）の頭付きスタには軸力導入は行わず試験体に設置した状態を載荷時のッド自体の耐力を示す算定式があり，頭付きスタッドの初期状態とした．
せん断耐力は，式（1）および（2）で算定した値の小さ
測定位置は，ずれ止め中心位置における鋼部材とコンい方を採用する．なお，適用範囲となる頭付きスタッド
クリート間の相対ずれ変位を測定するため，左右ブロッの径は 13～32mm とされている．

120

⁄

120
Case1(1)(2)

ここに，：頭付きスタッドのせん断力（N）：頭付きスタッドの設計せん断耐力（N）：頭付きスタッドの断面積（mm2）：頭付きスタッドの軸径（mm）ℎ：頭付きスタッドの高さ（mm）：コンクリートの設計圧縮強度（N/mm2）′：部材係数（1.0 とする）

80
40-1-2-3005

120

Q［kN/本］40-1-2-32．5 既往のせん断耐力とずれ関係による評価方法
せん断耐力とずれ関係は，以下に示す土木学会式で評価されている．
1#11.5β：0.4+/ + , #-1.1 .

10

Case1

Case2

3．2 せん断耐力の比較
各 Case におけるせん断耐力に着目した集計結果を表－4 に示す．
(1)コンクリートブロックの横方向開き拘束の有無に着Case480
4000-1-2-3510

相対ずれ［㎜］15

せん断耐力

Case1のQu(平均拘束治具の値）に対する比軸力合計 kN

196.931.01

0.79

297.071.01

0.37

394.630.98

0.47

平均96.21

1.00

0.54
-

195.490.99

294.700.98-

398.421.02-

平均-1.00

94.37

0.98

0.33

295.881.00

0.84

393.330.97

0.23

平均94.530.98

0.47

1106.50

1.110.05

2107.50

1.120.23

3105.45

1.100.19

平均106.48

1.110.16

土木学会式

91.150.95

道示式-97.71

1.02-(6)

3．1 破壊形態
各 Case のせん断力 Q－相対ずれ曲線を図－3 に示す．
図に示す線は，漸増繰返し載荷の各ステップでの最大値の包絡線である．全ての試験体において最大せん断力となる荷重時に頭付きスタッドの破壊で載荷を終了した．
試験終了後，コンクリートの表面を観察した結果，ひび割れは確認できなかった．

1596.20(5)3．実験結果101

Case3

η：係数（式（1）の算定値に対する式（2）の算定値の比）式(3)は，弾性範囲内の勾配を係数 β，降伏点以降の勾配を係数 α で定式化しており，式 (4)は，終局変位の係数を 0.3 として定式化されている．本試験は，頭付きスタッド径が 16mm のため，適用範囲外とはなるものの，本式を用いて評価した．

155相対ずれ［㎜］

Qu kN/本種 類(3)1 /10-1-2-3

図－3 せん断力－相対ずれ関係
表－4 試験結果 せん断耐力

0.3(4)%
ここに，% ：ずれ変位(mm)% ：終局ずれ変位（mm）'，β:係数
係数 α，β については，頭付きスタッド径が 19～25mmの場合には，式（5）と式（6）で示される．
'5相対ずれ［㎜］

40120

Case3
80

80

0015

相対ずれ［㎜］00$!! / !!

10Case2

Q［kN/本］

10000

Q［kN/本］′Q［kN/本］

ℎ ⁄31

Case4

目した比較（Case1 と Case2 の比較）
両者のせん断耐力 Qu は一致しており，拘束の影響はみられなかった．拘束する鋼棒の軸力を計測した結果，最大で 0.37～0.79kN 程度であり，せん断耐力に影響を及ぼさない範囲と判断した．
(2)頭付きスタッド本数に着目した比較（Case1 と Case3）
Case3 のせん断耐力は，Case1 の 0.98 倍であり，ほぼ一致した．
(3)板厚に着目した比較（Case1 と Case4）
Case4 のせん断耐力は，Case1 の 1.11 倍であった．頭付きスタッドを溶接している鋼板厚の違いにより，せん断耐力に差が生じることを確認した．
(4)せん断耐力計算値との比較
土木学会式の計算値に比べて，板厚 8mm の Case1～3
では平均値で 3～5％程度大きく，板厚 12mm の Case4 は17％程度大きい値をそれぞれ示した．適用式では板厚による影響は，パラメータとしては考慮しておらず，従来の板厚（12mm 以上）の押抜き試験の値をもとに定式化- 343 -

1.21.0

Vss/Vssud(Q/Qu)

Vss/Vssud(Q/Qu)

1.2%4450.80.6

Case1-1
Case1-2
Case1-3
土木学会式（既定値）
提案式

0.4
0.2
0.0

1.00.80.6
0.4
0.2
0.000.2
0.4
0.60.8相対ずれ δss/dss01

図－4 ずれ変位関係の比較 Case1
1.2

1.2

1.0

1.0

0.8
0.6

Case3-1
Case3-2
Case3-3
土木学会式（既定値）
提案式

0.4
0.2
0.0

0.2
0.4
0.60.8相対ずれ δss/dss

10.6

Case4-1
Case4-2
Case4-3
土木学会式（既定値）
提案式

0.4
0.20

図－6 ずれ変位関係の比較 Case3

0.20.40.60.8相対ずれ δss/dss1

図－7 ずれ変位関係の比較 Case4されていることが因子のひとつとして考えられる．道示式では，板厚に加え頭付きスタッドの径が適用範囲に該当しないことが関係し，試験値は計算値に対してより板厚 8mm の Case1～3 では 3～5％程度小さく，Case-4 の従来の板厚で 9％程度大きい値を示す結果となった．
3．3 せん断力とずれ関係による比較
図－4～7 にせん断力とずれ関係を示す．試験値の特性を確認するため，縦軸は最大せん断力，横軸はスタッド径 で正規化している．同図には，既存の土木学会式により試験値を対比させている．Case1～4 ともに土木学会式と乖離しており，要因として，頭付きスタッド径 16mmが適用範囲外にあることやフランジ厚の影響等が考えられる．そこで，各 Case において，土木学会式の弾性範囲内の勾配を示す係数 β と降伏点以降の勾配を示す α，終局ずれ変位の係数 0.3 に対してパラメータ解析を行い，本試験における提案式を算出した．α，β と終局ずれ変位の係数は，土木学会式では 19.8，0.4，0.3 の算定値に対し板厚 12mm の Case4 では 9.9，0.5，0.4 が得られた．一方，板厚 8mm の Case1 における係数は，14.1，0. 7，0.6 となっている．係数を比較することで，スタッド径や板厚差による影響を検討することも可能と推察されるが，試験体数も少なく板厚のパラメータを考慮した定式化を行うには，データ数を蓄積し適切に評価する必要があると考える．
3．4 降伏耐力の検討による比較

10.80.000.2
0.4
0.60.8相対ずれ δss/dss

図－5 ずれ変位関係の比較 Case2

Vss/Vssud(Q/Qu)

Vss/Vssud(Q/Qu)

Case2-1
Case2-2
Case2-3
土木学会式（既定値）
提案式(1)せん断力と残留ずれの関係
降伏耐力は，ずれの急変点における荷重とする．降伏耐力の評価法は，初期割線剛性の 0.2mm オフセット値を用いた方法 1）などがある．本報告では統計的に算出された既存の方法では適用範囲に該当しないこと，評価に必要なオフセット変位が 0.1mm 未満となるため，漸増載荷時における除荷時のせん断力と残留ずれ関係の急変点に着目した．
降伏耐力に板厚が及ぼす影響を比較するため，図－8～
11 に除荷時のせん断力と残留ずれ関係を示す．試験体毎でばらつきはあるが， Q/Qu=0.5 前後に変曲点が確認できる．その場合の残留変位は，板厚が 8mm の Case1～3で 0.06～0.12mm，板厚が 12mm の Case4 は，0.08mm 程度である．板厚 12mm とする Case4 の残留変位の履歴はQ/Qu=0.5 以降も，ばらつきが小さいことが確認できる．
なお，図－8 に示す Case1-3 は，荷重比 0.3 以降の残留変位履歴が他に比べ，傾向が異なる．これは，スタッド回りのコンクリートの骨材分布や微細なひび割れの影響が考えられるが原因は不明である．
除荷時のせん断力と各載荷ステップにおける残留変位の勾配変化量を図－12～15 に示す．Case4 では，Q/Qu=0.5で勾配の変化点があり，Q/Qu=0.5 以降の非弾性域の勾配変化量の履歴は 3 体とも，概ね一致している．それに対し，Case1～3 は，Q/Qu=0.5 付近で変化点を確認できるが，各 Case の 3 体の勾配変化量は，Q/Qu=0.5 以降もばらつきが大きい．これは，次節に示す残留ひずみの分析より
頭付きスタッドが溶接される鋼板の挙動に関係している- 344 -

Q/Qu

Q/Qu

1.0
0.9
0.8
0.7
0.60.50.4
0.30.20.10.0

Case1-1
Case1-2
Case1-30.00.2

0.4

0.6

0.8

残留変位ｍｍ

1.0
0.9
0.8
0.7
0.6
0.5
0.4
0.3
0.2
0.1
0.0

Case2-1
Case2-2
Case2-3

0.0

1.0

0.4

0.6

残留変位ｍｍ0.8

1.0

図－9 除荷時のせん断力と残留ずれ Case2
1.0
0.9
0.8
0.7
0.6
0.5
0.4
Case4-1
0.3
Case4-2
0.2
Case4-3
0.1
0.0
0.0
0.2
0.4
0.6
0.8
1.0

Q/QuQ/Qu

図－8 除荷時のせん断力と残留ずれ Case1
1.0
0.9
0.8
0.7
0.6
0.5
0.4
Case3-1
0.3
Case3-2
0.2
Case3-3
0.1
0.0
0.00.20.40.60.81.00.2

残留変位ｍｍ

残留変位ｍｍ

1.00.90.80.70.60.50.40.30.20.10.01.00.90.80.70.60.50.40.30.20.10.0Q/Qu

図－11 除荷時のせん断力と残留ずれ Case4Q/Qu

図－10 除荷時のせん断力と残留ずれ Case3

CASE1-1
CASE1-2
CASE1-3

CASE2-3

残留変位の勾配

残留変位の勾配

図－12 除荷時のせん断力と残留ずれの変化量Case1

図－13 除荷時のせん断力と残留ずれの変化量Case2Q/QuQ/Qu

CASE2-2

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 100 1 2 3 4 5 6 7 8 9 101.00.90.80.70.60.50.40.30.20.10.0CASE2-1

CASE3-1
CASE3-2
CASE3-3

1.00.90.80.70.60.50.40.30.20.10.0

CASE4-1
CASE4-2
CASE4-3

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 100 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

残留変位の勾配

残留変位の勾配

図－14 除荷時のせん断力と残留ずれの変化量 Case3

図－15 除荷時のせん断力と残留ずれの変化量 Case4と考える．なお，降伏耐力は，道示 3)，土木学会 2)で示される Q/Qu=0.5 に概ね対応していると考える．

Case1，4 の除荷時のせん断力と残留ひずみの関係を図－16，17 に示す．ずれの急変点について，頭付きスタッド近傍の鋼板ひずみより確認する．本図は，一例として各 Case 内のせん断耐力が 2 番目に大きかった結果を抽(2)鋼板厚が及ぼす残留ひずみの影響- 345 -↓鋼材の降伏点

0.05

L1L4平均L1・L4L3L2L5平均L2・L5-3000

Case1-1

荷重載荷側（L1，L4）-1000 1000 3000
残留ひずみ μ0.04
残留変位/dss

Q/Qu

0.04
0.06
0.08
相対ずれ/dss

0.10

0.05

荷重載荷側（R1，R4）

0.03

Case4-1
Case4-2
Case4-3（7）式

0.02
0.01

荷重非載荷側（R2，R5）-1000 1000 3000
残留ひずみ μ0.02

図－18 載荷時ずれと残留ずれの関係 Case1

Case4-1

-3000

0.02

00.00

5000

↓鋼材の降伏点

R1R4平均R1・R4R3R2R5
平均R2・R50.03

0.01

荷重非載荷側（L2，L5）

図－16 除荷時の残留ひずみ Case1-1
1.00.90.80.7
0.6
0.5
0.4
0.3
0.20.10.0-5000

Case1-1
Case1-2
Case1-3（7）式

0.04
残留変位/dss

Q/Qu

1.0
0.9
0.8
0.7
0.6
0.5
0.4
0.3
0.2
0.1
0.0-5000

00.00

5000

図－17 除荷時の残留ひずみ Case4-1

0.02

0.04
0.06
0.08
相対ずれ/dss0.10

図－19 載荷時ずれと残留ずれの関係 Case4

出している．Case 1 の鋼板厚 8mm の場合は，Q/Qu=0.2は，各試験体でばらつきはみられるものの，初期の段階程度から引張域となる荷重非載荷側に配置した鋼ひずみから（7）式と乖離していることがわかる．板厚 t=12mm（L2）の残留ひずみが増大し Q/Qu=0.5 程度で鋼板の降の Case4 では，載荷初期の弾性域では土木学会式に比べ伏点に到達する．同時に，圧縮域となる荷重載荷側に配て傾きは緩やかとなるが，降伏点（横軸 0.038 程度）以降置したひずみ（L1，L4）の残留ひずみが増大しており， の勾配は一致する傾向にある．これより，板厚が降伏点残留変位の急変点と一致していることがわかる．Case1以降の挙動にも影響を及ぼしていることが確認できる．
では，載荷荷重の増加に伴い，鋼板は局部的に変形が進行し，残留ずれならびに降伏耐力に影響を及ぼしている
4．おわりにと推測する．
Case4 の鋼板厚 12mm の場合は，荷重非載荷側に配置
本稿では，合成床版の底鋼板厚を考慮したずれ止めのした鋼ひずみ（R2,R5）の残留ひずみが Q/Qu=0.2 程度か押抜き試験法を提案した．その結果，鋼部材を箱形断面ら増大するが，Q/Qu=0.5 に到達しても降伏には至っていとした試験体により，ばらつきの少ないせん断耐力の結ない．また，荷重載荷側の圧縮ひずみは，Q/Qu＝0.7 程度果が得られるとともに頭付きスタッドを溶接した 8 mmから残留ひずみが増大する結果となっている．両者の残の薄い板では，せん断耐力および降伏耐力ともに小さく留ひずみの比較より，板厚は頭付きスタッド基部周辺になることを確認した．今後は，試験法の標準化に向けておける残留変位に影響を及ぼしていることが確認できる． 降伏荷重などの力学的特性の分析，板厚をパラメータとした試験などの検討を継続する．
(3）載荷時ずれと残留ずれの比較
載荷時の相対ずれと残留ずれの関係を図－18，19 に示
参考文献
す．板厚による影響を確認するため，式（7）2）を用いてCase-1 と 4 を比較した．
1)日本鋼構造協会:頭付きスタッドの押抜き試験方法(案)とスタッドに関する研究の現状，JSSC テクニカルレ/7 !! ⁄ !!
% 6 %0.041#(7)ポート，No.35，pp.12-20，1996.112）
土木学会：2014 年制定複合構造標準示方書，pp.68-74，
2015.5
ここに，% 6 ：残留ずれ（mm）
3）日本道路協会：道路橋示方書・同解説Ⅰ共通編 Ⅱ鋼橋編，p.356，2012.3
ただし，相対ずれの場合と同様に，（7）式の頭付きスタ（2022 年 7 月 8 日受付）
ッド径は適用範囲外である．板厚 8mm の Case1-1～3 で（2022 年 9 月 9 日受理）

- 346 -