土木学会論文集A1（構造・地震工学）, Vol. 76, No. 4（地震工学論文集第39巻）, I_267-I_277, 2020.

橋座縁端に配置されたアンカーによる押し抜き
せん断耐力の評価に関する水平力載荷実験―縁端距離に着目したケース―
前川 和彦 1・服部匡洋 2・大八木 亮 3・篠原

聖二 4・幸左 賢二 5

1正会員

(一財)阪神高速道路技術センター（〒541-0054 大阪市中央区南本町4-5-7）
E-mail: kazuhiko-maekawa@tech-center.or.jp

2正会員(一財)阪神高速道路技術センター（〒541-0054 大阪市中央区南本町4-5-7）
E-mail: hattori-m@tech-center.or.jp

3正会員(一財)阪神高速道路技術センター（〒541-0054 大阪市中央区南本町4-5-7）
E-mail: ryo-oyagi@tech-center.or.jp
4 正会員

5 正会員

阪神高速道路(株)（〒530-0005 大阪市北区中之島 3-2-4）
E-mail: masatsugu-shinohara@hanshin-exp.co.jp

九州工業大学名誉教授（〒804-8550 北九州市戸畑区仙水町 1-1）
E-mail: kosakenji@yahoo.co.jp

橋座部が RC 構造で構成された下部構造において，落橋防止構造や横変位拘束構造は，橋座縁端に配置されることで押し抜きせん断破壊する可能性があるにもかかわらず，その照査の必要性については明確に規定されていない．そこで，評価方法の提案に必要な知見を得る目的で供試体実験をおこなった．模型供試体は実物大相当で，コンクリートブロック部と突起部にて構成された構造であり，実験は全 12 ケース
で，コンクリートブロック部を反力床に固定し，突起部に対して繰返し漸増載荷を与える方法により実施
した．本稿は，橋座縁端に配置された横変位拘束構造の縁端からの距離に着目した 4 ケースの結果報告である．実験による破壊面は橋座式で想定される破壊面と概ね一致し，縁端距離が大きくなるにつれて最大耐力も増加するのが確認された．

Key Words : reinforced concrete structure, unseating prevention system, full-scale experiment, load
capacity evaluation, seismic retrofitting

1. はじめに既設構造物に対して耐震補強対策として横変位拘束構造を設置するにあたっては，既に支承や桁があり設置ス
ペースに限りがあるため，横変位拘束構造を橋脚や橋台の縁端近くに設置せざるを得ない場合がある．縁端近くに設置した場合，縁端までの距離が短いことから，コン
クリートの抵抗面積が確保できず押し抜きせん断破壊する可能性が考えられ，実際に，2011年東北地方太平洋沖
地震1)や2016年熊本地震2),3),4)では横変位拘束構造が押し抜
きせん断破壊したと思われる損傷が確認された．
これらの被災事例より，縁端近くに設置される横変位ニズムが考えられ，横変位拘束構造の設計にあたっては，
横変位拘束構造自体のせん断破壊に対する照査に加え，押し抜きせん断に対する照査を確実に実施する必要があると考えられる．しかしながら，道路橋示方書では明確に押し抜きせん断に対して照査することにはなっていな
い．
そこで，橋座縁端に配置された横変位拘束構造の縁端からの距離等をパラメータとした実験を行い，道路橋示方書5)における橋座式などの既存照査式の適用性検証や新たな照査式（方法）の提案を行うことを念頭に，模型供試体への水平力載荷試験を実施した．

拘束構造では，横変位拘束構造自体のせん断破壊と横変位拘束構造周りの押し抜きせん断破壊の2つの損傷メカ

I_267

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100

3@150=450

1400
3@100=300

150

140

180

80

CASE-250 150

900
600

100

CASE-3100(a)上面図

3@150=450

3@100=300
1400

2@150=300

17080(b)側面図

図-1 供試体配筋状況例（単位：mm）

図-2 載荷試験概要（単位：mm）

2. 実験概要
実験は大阪工業大学八幡実験場にて実施した．模型供試体は実物大相当で，2ケースを1供試体で兼用する構造とし，コンクリートは実強度が27 N/mm2となるように設
計強度18 N/mm2を用い，鉄筋はSD345を使用した．図-1に供試体配筋状況例を，図-2に載荷試験の概要を示す．
供試体は鉄筋コンクリート製で，橋脚梁，または橋台の橋座部分を模擬したコンクリートブロック部，横方向の変位拘束機能を有する突起を模擬した突起部から構成さ
れ，コンクリートブロック部を反力床にPC鋼棒にて緊張固定した．コンクリートブロック部はD16を標準配筋とし，突起部については，1000kN載荷試験機で突起部が破壊せずに橋座部で押し抜きせん断破壊が発生するよう，高さは350mm，幅・奥行は300x300mm，アンカー筋
D22，囲み筋D13とした．供試体の製作は，コンクリー
トブロック部と突起部を配筋した後に，コンクリートブ
ロック部，突起部の順にコンクリートを打設した．実験
では，水平方向に設置した油圧ジャッキで，供試体突起部に片側繰り返し漸増載荷を与えた．最大荷重近傍までは50kN間隔で荷重制御し，以降は5mm間隔で変位制御した．また，計測は載荷点変位50mmを目途として破壊性状が明確になるまで実施した．なお，今回の載荷試験
は，横変位拘束構造の取付部の耐力を評価するのを目的とするため，突起部で破壊しないように設計した．載荷試験では，供試体の変位，鉄筋のひずみ，前面の面外変形，および，ひび割れ状況について計測した．また，載荷試験終了後，突起中心部を加力方向沿いに切断し，破I_268

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壊面の観察をおこなった．実験は本体鉄筋量に着目した
4ケ ース，補強鉄筋量に着目した4ケースを含む全12ケース実施したが，本稿では橋座部の耐力に寄与すると予想される突起背面側のアンカーボルトの中心から橋座縁端までの距離（縁端距離）に着目した4ケース（Case-1～4（表-1））について述べる．

表-1 実験ケース

突起位置（mm）
縁端～
突起前面

縁端～
最後列アンカー

Case-1

0

250

D16

Case-2

50

300

D16

Case-3

100

350

D16

Case-4

150

400

D16

(1) 損傷状況
図-3に最大荷重時のひび割れ状況図を示す．なお，本稿では，橋座式における想定破壊面を，供試体に関する図中に破線等で示す．
a) Case-1
Case-1では，水平力150kN(水平変位0.6mm)で突起とコンクリートブロックの界面でひび割れが発生し，供試体上面の短辺側では突起の最後列アンカー付近から45度方
向に，長辺側では45度より大きな角度を有するひび割れが発生した．その後上面ひび割れがコンクリートブロッ
ク前面側へ向かって進展し，200kN(水平変位1.2mm)ではコンクリートブロック前面にひび割れが到達した．最大荷重を迎えたのち，水平変位20mmにおいて上面では45度方向のひび割れが，前面ではハの字型のひび割れが大きく開口し始めた．変位制御中，水平変位30mmを超え

300

300

100

実験ケース

本体
鉄筋径
φ

3. 実験結果（CASE-1）

300

CASE-2 (正面）

350

300

900

350

900

CASE-1 (正面）

900

50

2450

300

900

350

CASE-4 (正面）

CASE-2 (平面）

2450

350

CASE-4 (平面）300

150 300

1400

1400

（CASE-3）図-3 ひび割れ状況図（最大荷重時）

I_269

300
CASE-3 (正面）

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Case-1Case-2Case-3Case-4図-4 水平力-水平変位関係（履歴曲線）

た時点で一気に破壊が進展し，それに伴う耐力低下が生じた．
b) Case-2
Case-2では，水平力198kN(水平変位0.8mm)で突起とコンクリートブロックの界面からひび割れが発生し，供試
体上面の短辺側では突起の中央付近から45度方向のひび割れが，長辺側では最後列アンカー鉄筋付近から45度より大きな角度を有するひび割れが発生した．その後，Case-1と同様にコンクリートブロック前面側へ進展するとともに，水平力300kN（水平変位2.0mm）では前面にもひび割れが生じた．水平変位12.9mmで最大荷重を迎えたのち，上面の45度方向のひび割れ及び前面のハの字型のひび割れが大きく開口したが，コンクリートの剥落は生じず急激な耐力低下は見られなかった．
c) Case-3
Case-3では，水平力251kN（水平変位0.8mm）で突起とコンクリートブロックの界面からひび割れが発生し，コンクリートブロック上面では短辺側，長辺側ともに突起の最後列アンカー鉄筋付近から45度より大きな角度を有するひび割れが発生した．401kN（水平変位2.3mm）では前面側にハの字型のひび割れが発生し，508kN（水平変位7.0mm）で最大荷重に達した．その後水平力の低下に伴い上面側のひび割れが特に大きく開口したが，コンクリートの剥落は生じなかった．

図-5 水平力-水平変位関係（包絡線）d) Case-4
Case-4では，水平力200kN(水平変位0.5mm)で突起とコンクリートブロックの界面からひび割れが発生し，Case-3と同様にコンクリートブロック上面において短辺側，長辺側ともに突起の最後列アンカー鉄筋付近から45度より大きな角度を有するひび割れが発生した．上面側で発生したひび割れが前面側に向かって進展するとともに，400kN(水平変位2.3mm)では突起前面から伸びたひび
割れがコンクリートブロック前面側にまで進展した．水平変位13mmで最大耐力に達したのち，コンクリートブ
ロック上面のひび割れが大きく開口したが，コンクリー
トの剥落は生じなかった．

I_270

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表-2 水平力－水平変位（イベント発生時）

上面ひび割れ発生時

前面ひび割れ発生時

最大荷重時

水平変位

水平力

水平変位

水平力

水平変位

水平力

mm

kN

mm

kN

mm

kN

Case-1

0.6

150.5

1.2

199.5

8.0

335.0

Case-2

0.8

198.5

2.0

298.5

12.9

440.0

Case-3

0.8

251.5

2.3

401.5

7.0

508.5

Case-4

0.5

200.5

2.3

400.0

13.0

559.0

341
75 75

CASE-1平面 ゲージ数
横方向
5x3=15箇所（2面ゲージ x1）
縦方向
3x5=15箇所
小計
31箇所

3@150=450

CASE-1

2@125=250

3@150=450

75 75

CASE-4正面 ゲージ数
横方向
7x2=14箇所（最上段を除く）（2面ゲージ x1）
縦方向
3x6=18箇所
小計
33箇所

CASE-4153

2@150=300

175

158

153

250

165

2面ゲージ

400

（前面）

150

173

160

2面ゲージ

CASE-42面 ゲージ

2@125=250

3@150=450
491

75 75

CASE-4平面 ゲー ジ数
横方向
7x3=21箇所（2面ゲージ x1）
縦方向
3x6=18箇所
小計
40箇所

（上面）
図-6 ひずみゲージ貼付位置（Case-1，Case-4）(2) 水平荷重－水平変位関係

加
力
方
向

実験により得られた水平荷重－水平変位関係の履歴曲
線を図-4に，その包絡線を図-5に示す．またイベント発
生時点の水平荷重と水平変位を表-2に示す．いずれのケースも水平変位10mm前後にて最大耐力を示し，最大耐力以後の繰返し載荷においては水平力が緩やかに低下した．また，いずれのケースも，水平変位に対する荷重の上昇が最大耐力以後，徐々に緩やかとなった．最大耐力
はCase-1が最も小さく，Case-4が最も大きいことが確認できた．

図-7 ひずみゲージ貼付位置（Case-2上面）(3) 鉄筋ひずみ
コンクリートブロック部の上面鉄筋ひずみ（加力軸方

向鉄筋，加力軸直角方向鉄筋），前面鉄筋ひずみ（加力
軸方向鉄筋，加力軸直角方向鉄筋）及び突起アンカー鉄筋ひずみを計測した．図-6にCase-1 ，Case-4のひずみゲ
ージ貼付位置を示す．Case-2 ，Case-3についても同様に計測した．各ケースの最大荷重時の鉄筋ひずみについて，
上面加力軸方向鉄筋では降伏ひずみに達したものがあったが，その他の鉄筋では降伏ひずみに達したものはなかった．例としてCase-2の上面鉄筋のひずみゲージ貼付位
置を図-7に示す． 図中のゲージ番号は，加力軸方向鉄筋

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2列目（Case-1）

3列目（Case-1）

2列目（Case-2）

3列目（Case-2）

2列目（Case-3）

3列目（Case-3）

2列目（Case-4）

3列目（Case-4）

図-8 計測ひずみ

I_272

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については，突起中心から順にL1，L2，L3…，コンク
所は一部のみであり，Case-3のL2-U3やCase-4のL2-U3な
リートブロック前面側から順にU1，U2，U3…と付番しど，最大荷重到達後の変位増加で降伏ひずみに達する箇ている．同じく加力直角方向の鉄筋に対しては，コンク所もあった．また，Case-2のL2-U2やCase-4のL3-U3など，
リートブロック前面側から順にHU1，HU2，HU3…，突最大荷重到達前にひずみが最大となり，他の計測位置の起側から外側に向かって順に1，2，3…と付番している． ひずみが最大を迎える前にひずみが低下する箇所が見ら
降伏ひずみに達したものがあり，耐力に最も影響するとれた．このように，鉄筋は破壊に対して局所的かつ異な思われる加力軸方向の上面鉄筋について，想定破壊面をるタイミングで抵抗していた．上面加力軸方向の鉄筋ひ
横切る突起中心から2列目(L2)，3列目(L3)の計測ひずみ
ずみについて，最大荷重時に降伏ひずみに達したものが-8を図 に示す．最大荷重時に降伏ひずみに達している箇
あるCase-2とCase-3のうち，計測不能となったゲージのないCase-2のひずみ分布（最大荷重時）を図-9に示す．
突起近傍で高いひずみ量を示したが，降伏ひずみ2000μに達しているのはL2-U1のみであった．図-9に示した範囲のひずみを平均すると1000μ程度であり，突起中心から2列目，3列目の鉄筋に限ると1500μ程度であった．
(4) 切断による破壊面の観察
載荷試験終了後に，突起中心部を加力方向に切断し，破壊面の観察を行った．また，突起アンカー鉄筋の変形状況を確認するため，切断面確認後に手斫りにより突起
アンカー鉄筋を露出させた．図-10に切断面のひび割れ
観察図，図-11に切断面の状況写真を示す．

図-9 鉄筋ひずみ分布（Case-2上面加力軸方向）

加力方向

加力方向

加力方向

加力方向

図-10

切断面のひび割れ観察図

[1]

[4]

[1]

[2]

[1]

[2]

[3]
[3]

[4]

[4]

[5]

Case-1

[6]

[2]

[3]

[3]

[1]

[6]

[6]

[7]

Case-2Case-3

図-11 切断面の状況写真

I_273

Case-4

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d
d1

加力方向

h

突起部

d2
コンクリートブロック
d1：突起頂部水平変位(mm)

ひび割れ

d/h：突起回転角(rad)枠囲み：曲げ変形前図-14 突起回転角の鉄筋イメージ
図-12 突起アンカー鉄筋状況（Case-2）

破線：初期の傾向を直線で延伸

図-13 突起アンカー鉄筋の抜け出し（Case-3）
図-15 水平変位と突起回転角

いずれのケースでも，突起背面側付根部の後列（背面側）の突起アンカー鉄筋付近から前面に向けて斜め方向
方向につなぐひび割れ[4]は，Case-2，Case-3と縁端距離のひび割れが見られた[1]が，Case-3,4では突起より背面が離れるにつれて損傷が顕著でなくなり，Case-4では生側のひび割れが卓越していた[2]．また，図-12に示す突じなくなり，替わりに前面側の突起アンカー鉄筋先端よ起アンカー鉄筋状況と合わせて確認すると，最背面側のり下方にやや角度を有してひび割れが発生していた[7]．
突起アンカー鉄筋の先端部にほぼ接する背面側への45度
また，図-12に示すような突起アンカー鉄筋の変形に方向のひび割れも見られた [3]．
着目すると，Case-1，Case-2では背面側の鉄筋において
Case-1における突起背面側付根部から前面に向けての曲げ変形の傾向が顕著であり，Case-3では変形が小さく，斜めのひび割れ[1]では，損傷部分の骨材に浮きが生じ， Case-4では変形が見られなかった．
土砂化のような損傷を生じていた．Case-1の前面側においては帯鉄筋位置にて鉛直方向に帯鉄筋をつなぐようにひび割れていた [4]．また，前面かぶりコンクリートでは，突起アンカー鉄筋定着範囲の下方，かぶり厚さの半分程度のところで鉛直方向にひび割れが発生した[5]．
Case-2～Case-4では，突起前面側の付根部より，45度よりもやや鉛直方向に，かぶりコンクリートが剥落するよ
うなひび割れが生じた [6]．また，背面側から45度方向のひび割れは，最背面側の突起アンカー鉄筋の中間部からも生じており [2], 切断面で突起アンカー鉄筋先端の確認が可能であったCase-3では，突起アンカー鉄筋の抜け出しも発生していた（図-13）．前面側の帯鉄筋を鉛直(5) 突起変位及び回転角
今回の実験結果では，明確な押し抜きせん断破壊は認められなかったが，突起の水平変位と回転角の計測結果
により，突起が回転しているか，せん断変形のように加力方向と水平に変形しているかを確認した．具体的には
図-14に示す突起頂部と突起底部の相対変位dを突起高さhで除することにより近似的に突起回転角を求め，突起頂部水平変位d1との関係をプロットした（図-15）．いずれのケースでも，最大耐力を迎える水平変位10mm前
後までは，ほぼ同様の傾向で水平変位に伴い回転角度が増加しているが，最大耐力を迎えた後は，Case-1と他の

I_274

・
1െ◌ ሻ௦௬௦・௦െ◌ൗሺ

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ケースで異なる傾向が見られた．Case-2～4においては，全体を通じてほぼ同様の傾向で水平変位に伴い回転角度が増加しており，水平変位20mm程度からやや回転傾向が増していた．切断面の観察で確認された前面側の割裂やCase-3で確認された突起アンカー鉄筋の抜け出しを引き起こしたとみられる突起の回転が示された．一方，Case-1は水平変位15mm程度から回転角の上昇が緩やかとなり，他3ケースと比較して加力方向に水平に変形する
せん断変形となる，突起と橋座部が全体的に押し出される挙動を示した．Case-1では，その後，水平変位30mmを超えたところから突起の回転傾向が増しているが，同じく水平変位30mmを超えたところから，図-4の履歴曲線に示す急激な破壊の進展と耐力低下が生じており，それに伴っての回転角の増加と思われる．

4. 実験結果と橋座式との比較
道路橋示方書における橋座部の押し抜きせん断の照査式である橋座式による耐力は，以下に記す式 (1a) ～ (1c)により算定され，橋座部の耐力はコンクリートの負担す

・௦
・௦െ◌ൗ

る耐力と補強鉄筋の負担する耐力からなる．
𝑃

・௦

・

𝑃 𝑃

(1a)

ここで
𝑃 ：橋座面の耐力(N)𝑃・ ：コンクリートの負担する耐力（N）
𝑃 ：補強鉄筋の負担する耐力（N）

௦𝑃・𝛽・⁄𝑑ℎ・ 𝜎 𝐴

𝑃

(1c)

ここで，
𝛽 ：補強鉄筋の負担分に関する補正係数で，0.5としてよい．
ℎ・ ：i 番目の補強鉄筋の橋座面からの距離（m）
𝑑・ ：支承背面側のアンカーボルトの中心から橋座縁端までの距離（m）
𝜎 ：補強鉄筋の降伏点（N/mm2）
𝐴 ：i 番目の補強鉄筋の断面積（mm2）

・

௦௬
௦

コンクリートの抵抗面積𝐴・ は突起背面側のアンカー
ボルト中心から側方及び下方へ45度の広がりを考慮した
3つの面（図-16）が想定されており，上式による耐力の算定値と実験による最大荷重の比較を表-3に示す． 実験
結果は橋座式による算定値に対し2～2.5倍程度大きい結果となっていた．
式(1b)のコントリート分担力については，背面側アンカーの縁端からの距離を確保するほど抵抗面積𝐴・ が大きくなり，耐力も大きくなる．同様に，実験結果でもCase-1からCase-4で縁端距離が増すほど耐力が大きい．
実験結果では，突起背面側のアンカー付近から斜め45度
方向あるいはそれよりも大きな角度を有する方向にひび割れが発生しており，切断による破壊面の観察からも，橋座式で想定する破壊面を実験結果に対して適用することは妥当と考えられる．一方，式(1c)の鉄筋分担力につ背面側アンカーെ◌ൗ0.32ඥ𝜎・ ・ ∙ 𝐴・ 𝛼

(1b)
上面

ここで，
𝐴・ ：コンクリートの抵抗面積（mm2）
𝛼 ：コンクリートの負担分を算出するための係数で鉛直力の作用のないときは0.15．
𝜎・ ・ ：コンクリートの設計基準強度（N/mm2）

前面図-16 コンクリートの抵抗面積 𝐴・

表-3 最大荷重の比較（実験結果と橋座式）

突起位置(mm)
実験ケース
Case-1

縁端～突起前面

橋座式（kN）

縁端～
最後列アンカー

Con.

鉄筋

Pc

Ps

0

250

62

Case-250

300

Case-3

100

350

Case-4

150

400

141

実験結果
最大荷重（kN）

合計
Pbs
68

130

335

85

99

183

440

111

130

241

509

135

276

559

I_275

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いては，補正係数を用いて低減している．実験結果では， 示したが，その後の荷重の低下は緩やかであった．
3) 縁端距離が大きくなるにつれて最大耐力も増加した．
鉄筋ひずみが最大荷重時において，破壊面付近で平均して1500μ程度しか発生しておらず，鉄筋分担力を補正係
橋座上面の突起背面側のアンカー付近からひび割れが数𝛽 を用いて低減することは妥当と考えられる．同じく， 進展する損傷発生状況から判断すると，縁端距離を確
コンクリート分担力についても補正係数𝛼 を用いて低減保したケースほどコンクリートの抵抗面が大きくなり，
しているが，鉛直力の作用のないときは0.15としており， それに伴い最大耐力が大きくなったものと思われる．
0.5としている鉄筋分担力の補正係数𝛽 よりさらに小さく
4) 突起の変位や回転角，あるいは切断面の状況から，評価している．実験結果から，橋座式の想定する破壊面
縁端距離により破壊形状の違いが見られた．今回の実-3や鉄筋分担力の低減が妥当とすると，表 に示す実験に
験結果では明確な押し抜きせん断破壊は認められなかよる最大荷重との比較から，鉛直力の作用しない横変位
ったが，縁端距離を確保しないCase-1では最大耐力を拘束構造による押し抜きせん断破壊については，橋座式迎えた後にせん断変形の傾向が見られた．
5) ひび割れ発生状況や切断による破壊面の観察から，はコンクリート分担力を小さく評価している可能性がある．押し抜きせん断に対する照査式による耐力が過少で実験結果は橋座式で想定される破壊面と概ね一致した．
ある場合，抵抗面積を確保するために，既設構造物に耐6) 鉄筋ひずみは最大荷重時点でごく一部しか降伏ひず
震補強対策として設置する横変位拘束構造が過大なものとなったり，その設置スペースに限りがあるために，鉄筋配置など過密な補強が必要とされる可能性がある．まみに至らず，補強鉄筋の負担する耐力は橋座式で想定される低減係数程度であった．
7) 橋座式の想定する破壊面や鉄筋分担力の低減が妥当

た，橋座縁端近くに設置される横変位拘束構造では，横とすると，橋座式ではコンクリート分担力を小さく評
変位拘束構造周りの押し抜きせん断破壊だけでなく，横価している可能性がある．
変位拘束構造自体のせん断破壊による損傷が考えられる．
そこで，押し抜きせん断破壊に対する耐力をより確実に参考文献評価することができれば，地震発生後の復旧性に配慮して，橋座部の押し抜きせん断破壊と横変位拘束構造自体

1)のせん断破壊のどちらの損傷を先行させるかといった損
傷制御を行うことも可能になると考えられる．

2)

5. まとめ

3)

橋座縁端に配置された横変位拘束構造を模した突起を有する実験供試体に対する水平力載荷実験を行った．本
稿に示す縁端距離に着目した実験ケースで得られた知見を示す．
1) 橋座上面の突起背面側のアンカー付近から斜め45度
方向にひび割れが発生，進展したのち，そのひび割れ
が橋座前面に到達し，上面ひび割れが大きく開口するのが確認された．
2) いずれのケースも水平変位10mm前後で最大耐力を

4)

5)

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国 土 交 通省 国土 技 術 政策 総 合 研究 所 ： 平成 23 年
（2011 年）東北地方太平洋沖地震による道路橋等の被害調査報告，国土交通省国土技術政策総合研究所
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高橋良和，Gong Yucheng：2016 年熊本地震による横変位拘束構造の損傷メカニズム推定，土木学会論文
集 A1（構造・地震工学），Vol. 74, No. 4（地震工学
論文集第 37 巻），pp. I_45-I_58, 2018.
国 土 交 通省 国土 技 術 政策 総 合 研究 所 ： 平成 28 年
（2016 年）熊本地震土木施設被害調査報告，国土交
通省国土技術政策総合研究所資料第 967 号，土木研究
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幸左賢二，後藤僚一，金山亨，高橋良和：ロッキン
グ橋脚の倒壊メカニズムの検討，第 21 回性能に基づく橋梁等の耐震設計に関するシンポジウム講演論文集，pp. 31-38, 2018.7.
道路橋示方書・同解説 IV 下部構造編，(社)日本道路協会，2012.3.
(2019.11.11 受付，2020.2.25 修正，2020.2.25 受理)

土木学会論文集A1（構造・地震工学）, Vol. 76, No. 4（地震工学論文集第39巻）, I_267-I_277, 2020.

LATERAL FORCE LOADING TEST ON EVALUATION OF PUNCHING SHEAR
STRENGTH OF BRIDGE SEAT BY ANCHOR PLACED AT EDGE OF BRIDGE
SEAT―A CASE FOCUSING ON THE DISTANCE FROM THE EDGE―
Kazuhiko MAEKAWA, Masahiro HATTORI, Ryo OYAGI,Masatsugu SHINOHARA and Kenji KOSA
The unseating prevention system and lateral displacement stopper placed at the edge of the bridge seatof the RC substructure may cause punching shear failure in the bridge seat. However, there is no clear rulethat the punching shear strength needs to be evaluated. In order to obtain the knowledge necessary to propose the method, specimen experiments were conducted. The model specimens were full scale, which consisted of a concrete block and protrusions. A total of 12 experimental cases were conducted. In the experiments, the concrete block was fixed to the reaction floor, and loading and unloading were repeated while
gradually increasing the load on the protrusion. This paper reports the results of four experimental cases
focusing on the distance from the edge of the bridge seat of the lateral displacement restraint structure. The
fracture surface by the experiments was almost the same as the fracture surface assumed in the equation ofstrength of bridge seats. In the experiments, the maximum load capacity increased as the distance from theedge increased.

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