技報第 30 号

2021

水平力分担構造等の定着部の耐荷力評価手法
阪神高速道路(株)技術部技術推進室
曽我 恭匡
阪神高速道路(株)建設事業本部大阪建設部設計第一課 前川 和彦
阪神高速道路(株)建設事業本部神戸建設部技術統括課 篠原 聖二(一財)阪神高速先進技術研究所調査研究部
服部 匡洋………………………………………………………………………………
要旨

既設構造物に対する耐震補強対策として水平力分担構造や落橋防止構造または横変位拘束構造などの突起構造物を設置するにあたっては，既設の支承や桁があり設置スペースに限りがあるため，水平力分担構造等を橋脚や橋台の橋座部縁端近くに設置せざるを得ない場合がある．縁端近くに設置する場合，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 年熊本地震等 2)～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．道路橋示方書・同解説には支承部を想定した評価式はあるものの，当該式を鉛直荷重が作用しない水平力
分担構造等に適用できるか十分に確認されていない．
そこで，本検討では水平力分担構造等の定着部の耐荷力評価を目的として，橋座縁端までの距離等をパラメータとした実物大規模の供試体による押し抜きせん断実験を行い，既存の照査式の適用性の検証，新たな照査式の提案を行った．本稿では，それらの成果について報告する．
キーワード:RC 構造物，耐震補強，落橋防止システム，実物大実験，耐荷力評価

はじめにや橋台の橋座部縁端近くに設置せざるを得ない場
合がある．しかし，橋座部の縁端近くに設置した

阪神高速道路では，阪神高速グループビジョン

場合，十分な縁端距離，つまりコンクリートの抵

2030に掲げた「最高の安全と安心を提供する阪神

抗面積が確保できずに押し抜きせん断破壊する可高速」を実現するべく，激甚化する災害発生時に能性が考えられる．実際に，2011年東北地方太平もお客さまの安全を確保し，阪神高速道路を地域

洋沖地震1)や2016年熊本地震等2), 3), 4)では横変位拘のライフラインとして機能させるために，耐震対束構造が取り付けられた橋座部において押し抜き5)策を推進している ．

せん断破壊したと思われる損傷が確認された．道

耐震補強対策として水平力分担構造，落橋防止

路橋示方書・同解説（以下，道示）Ⅳ下部構造編構造または横変位拘束構造（以下，水平力分担構6)造等という）を既設のRC構造物に対して設置す支承を想定した評価式（以下，橋座式）があるもるにあたっては，既設の支承や桁などにより設置のの，鉛直荷重が作用しない水平力分担構造等の空間に制約があるため，水平力分担構造等を橋脚

定着部の耐荷力評価に橋座式を適用できるか十分には鉛直荷重を受けながら水平荷重が作用する- 92 -

価法の提案に重きを中心に報告し，実験結果の詳に確認されていない．
上記の被災事例より，橋座部の縁端近くに設置

細については別稿7),8)を参照されたい．

される水平力分担構造等については，水平力分担
構造等自体のせん断破壊と，水平力分担構造等周１．実物大模型実験の概要

辺に作用する定着部の押し抜きせん断破壊の2つの損傷メカニズムが考えられ，水平力分担構造等

1-1 実験供試体の設計にあたっては，水平力分担構造等自体のせ実験は大阪工業大学八幡実験場にて実施した．

ん断破壊に対する照査に加え，橋座部に作用する

図-1に載荷試験の概要を，図-2に供試体を示す．

押し抜きせん断に対して照査を確実に実施する必

模型供試体は実物大相当で，橋座部を模擬したコ要がある．

ンクリートブロック部，水平力分担構造等を模擬

そこで，本検討では水平力分担構造等の耐荷力

した突起から構成される．コンクリートブロック

評価を目的として，橋脚梁および水平力分担構造

1体に対して突起を2箇所構築し，2ケースを1供試等を模擬した実物大規模の供試体による押し抜き

体で兼用する構造とした．また，一部の実験ケー

せん断実験を実施し，橋座式の適用性の検証と新スではコンクリートブロック前面に厚さ22mmのたな照査式の提案を行った．本稿では，耐荷力評

鋼板とアンカー鉄筋4本で補強する構造とした．

2450
8@150=1200

100 150 2@100=200

559

100

4@150=600

982

載荷方向

100

909

175

400

150

145 100

CASE-4

95

250

140

165

150

1400
3@100=300

130

φ=6

CASE-11159

図-1 載荷試験の概要
140

100

95

140

180

80

8

150 100

50 15050 150

900
600

900
600

100

150

CASE-2

CASE-3

CASE-1

CASE-4

3@150=450100

3@150=450

3@100=300
1400

3@150=450(b)側面図(Case-1,Case-4)

100

150

165

120

150

120 75370130(a)上面図1400
3@100=300

175

175

609

100

100 1451400
3@100=300

35

682

100

3@150=450

3@100=300
1400

2@150=300

17080(c)側面図(Case-2,Case-3)
図-2 供試体配筋状況（単位：mm）- 93 -

320
470

150

380
530

150

440
590

150

500
650

150

エポキシ樹脂接着
CASE-9（D16）

CASE-10（D19）

CASE-11（D22）CASE-12（D25）(d)側面図(Case-9～Case12)

なお，鋼板は45度方向の想定破壊面を跨ぐように，を伝達させることを目的として幅方向に十分包括

幅1050mm×高さ370mmとし，エポキシ樹脂をコするように形状決定した．なお，本実験は橋座部

ンクリートとの隙間に平均厚5mmで充填し接着

縁端に突起を設置せざるを得ない場合を想定したした．

ものであること，また，Case-1はコンクリートブ
ロック部側鉄筋の外側に突起のアンカー鉄筋が貫1-2 実験ケース

入されていることから，Case-2を標準ケースとし実験ケースを表-1に示す．実験は全部で12ケーた．加えて，阪神高速道路における下部構造の標ス実施した．Case-1～4では実際の橋脚天端に十準 仕様 9) を 考 慮 し ， コ ン ク リ ー ト は 実 強 度 が分なスペースがなく，水平力分担構造等が橋座縁

27N/mm2となるように設計強度18N/mm2を用い，端に設置される場合を想定し，橋座縁端から水平

鉄筋はSD345を採用した．

力分担構造等までの距離が定着部の耐荷力に与える影響を把握するため，突起最外縁アンカー鉄筋

1-3 載荷方法

からコンクリートブロック縁端までの距離をパラ

載荷試験は，供試体コンクリートブロック部をメータとした．また，Case-5～8では橋座部の配反力床にPC鋼棒にて緊張固定し，反力壁で水平筋の違いによる影響を評価するため，コンクリー

方向の反力をとった1000kN級油圧ジャッキで供

トブロック部の鉄筋径をパラメータとした．さら

試体突起に繰返し漸増載荷を与えることにより実に，Case-9～Case-12は設計上定着部の耐荷力が施した．一般的に地震による繰返し荷重の影響を不足する場合の耐荷力向上策として，アンカーと評価する方法としては，正負交番の繰返し漸増載鋼板の併用による補強を想定したうちの補強アン荷を行う場合が多いが，本実験では定着部の破壊

カー径をパラメータとした．補強アンカーは，突面に着目しているため，載荷は片側繰返し漸増載起に及ぼす影響を確認するため，突起のアンカー

荷とし，最大荷重近傍までは50kN間隔で荷重制部両側に計4本配置した．補強アンカー長は，突御し，以降は5mm間隔で変位制御した．また，起の最外縁アンカー鉄筋から45度方向を想定破壊

計測は載荷点変位50mmを目途として破壊性状が面とみなし，アンカー定着長を想定破壊面より深明確になるまで実施した．

い位置に定着させることとした．補強鋼板は，破壊面が想定破壊面に対してばらつくことを見越し，ばらついたとしても補強アンカーに確実に水平力
表-1 実験ケース
実験ケース
Case-1突起位置（mm）
縁端～
縁端～
最後列
突起前面
アンカー
0
250

コンクリート
ブロック
鉄筋径

アンカー
鉄筋定着長

補強
アンカー径

圧縮強度
（N/mm2）

備考

D16

20φ

－

29.5

縁端距離を変化

Case-2

50

300

D16

20φ

－

28.5

〃（標準ケース）

Case-3

100

350

D16

20φ

－

27.2

〃

Case-4

150

400

D16

20φ

－

28.1

〃

Case-5

50

300

D13

20φ

－

27.4

コンクリートブロック鉄筋径を変化

Case-6

50

300

D19

20φ

－

28.6

〃

Case-7

50

300

D22

20φ

－

30.7

〃

Case-8

50

300

D25

20φ

－

28.5

〃

Case-9

50

300

D16

30φ

D16

29.9

アンカー補強+鋼板補強

Case-10

50

300

D16

40φ

D19

30.7

〃

Case-11

50

300

D16

20φ

D22

30.0

〃

Case-12

50

300

D16

20φ

D25

30.1

〃

- 94 -

２．載荷実験の結果
2-1 Case-1～Case-4（縁端距離の比較）
本節では，橋座部の縁端近くに配置される水平力分担構造等の縁端距離に着目した Case-1～
CASE-1（正面）Case-4 の実験結果について述べる．
300(1) 損傷状況
代表として Case-1 および Case-4 の最大荷重時のひび割れ状況図を図-3 に示すが，載荷による（CASE-1）

損傷状況について，図-2 に示した配筋との対応から，いずれのケースでも，突起とコンクリート
150 300

ブロックの界面である突起の最後列アンカー付近
から 45 度もしくは 45 度より大きな角度を有する
ひび割れが発生した．その上面ひび割れがコンク

CASE-4（上面）
(平面）

2450

リートブロック前面にひび割れが到達した．荷重

CASE-4 (正面）350

リートブロック前面側へ向かって進展し，コンク

300

増加に伴い，前面ではハの字型のひび割れが発生した．Case-1 では最大荷重を迎えたのち，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，水平変位 25mm で
前面側コンクリートが一部剥落し急激な耐力低下

図-3が生じた．Case-2～4 ではコンクリートの剥落はひび割れ状況図（最大荷重時）（単位：mm）

生じなかった．
(2) 水平荷重 水平変位関係
実験により得られた水平荷重 水平変位関係の包絡線を図-4 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．
(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），前面鉄筋図-4 水平力-水平変位関係(Case-1～Case-4)

ひずみ（加力軸方向鉄筋，加力軸直角方向鉄筋）および突起のアンカー鉄筋ひずみを計測した．各箇所に位置する軸方向鉄筋には引張が生じ降伏しケースの最大荷重時の鉄筋ひずみについて，上面たと考えられる．その他の鉄筋では降伏ひずみに

加力軸方向鉄筋では降伏ひずみに達したものがあ達したものはなかった．

った．これは水平力により突起が回転し，突起背(4) 切断による破壊面の観察

面側の本体部分が持ち上げられるような挙動をす

載荷試験終了後に，突起の中心部を加力方向にることで，突起部分には 45 度より大きな角度で切断し，破壊面の観察を行った．また，突起のア

ひび割れが生じ，当該ひび割れが通る

ンカー鉄筋の変形状況を確認するため，切断面確- 95 -

加力方向

骨材の浮き
[No.1][No.2]

CASE-7（上面）CASE-7（正面）(a)Case-1
加力方向[No.1]

図-6 ひび割れ状況図(実験終了時)
Case‐5Case‐6Case‐7
Case‐8Case‐2600[No.2]

500

⽔平⼒(kN)

400
300
200

(b)Case-4100

図-5 切断面の状況写真とひび割れ観察図

0

認後に手斫りにより突起のアンカー鉄筋を露出さ0せた．Case-1 および Case-4 の切断面の状況を図-

10

20

30
40
⽔平変位(mm)

50

60

70

図-7 水平力-水平変位関係(Case-5～Case-8)5 に示す．いずれのケースでも，突起背面側付根部の後列（背面側）の突起のアンカー鉄筋付近かのは Case-8 であるが，他のケースと異なる傾向

ら前面に向けて斜め方向のひび割れが見られたを示していたことから，ここでは代表して Case-7[No.1]．また，最背面側の突起のアンカー鉄筋のにおける実験終了時点のひび割れ損傷状況を図-6

先端部にほぼ接する背面側への 45 度方向のひびに示す．ひび割れは水平力 200kN 時点で突起の加割れも見られた [No.2]．さらに，Case-1 では突

力面側を起点として 45 度よりやや大きい角度で起の背面側付根部よりひび割れが生じ，骨材が浮発生した[No.1]．前面側では，水平力 300kN 時点

く，土砂化のような損傷が見られた．

で突起より右側でひび割れが発生した[No.2]．水平変位 33mm 以降で，コンクリートブロック前面

2-2 Case-5～Case-8（コンクリートブロック部鉄筋量の比較）

側にて円弧状のひび割れが一部発生したが，これらは水平力 200kN 時点で突起より発生したひび割

本節では，橋座部を模擬したコンクリートブロ

れを起点としていた[No.3]．突起本体については，

ック部の鉄筋径に着目した Case-5～Case-8 の実験

微細なひび割れは多く発生したものの，顕著な破結果について述べる．

壊，変形は見られなかった．

(1) 損傷状況(2) 水平荷重 水平変位関係

標準ケースと比べて最も鉄筋量が変化している- 96 -

図-7 に水平力-水平変位関係の包絡線を示す．

図中には参考として Case-2 についても示してい

加力軸方向

加力直角方向る．いずれのケースにおいても水平変位 10mm 前
後で最大荷重を示し，その後は緩やかに下降する傾向を示した．最大荷重は Case-8（D25）が比較的低い値を示したが，これを除くと，鉄筋量と最大荷重の大小関係に関連が見られた．
(3) 鉄筋ひずみ
各ケースの最大荷重時の鉄筋ひずみ分布を確認したところ，いずれの測点においても降伏ひずみ
2000μ には到達しなかった．これは，最大荷重が突起前面側のコンクリートの圧縮破壊により生じていると考えられ，鉄筋の降伏が直接的に最大荷重に影響していないと推察される．代表してCase-7 の結果を図-8 に示す．図 7 と照合すると，最大荷重までは鉄筋の荷重負担が一部の鉄筋に集中するが，弾性範囲内でコンクリートと協働し，

図-8 鉄筋ひずみ分布(Case-7, 最大荷重時)

最大荷重後はコンクリートの荷重負担が低下する．
加力方向

一部の鉄筋が塑性変形しつつも粘り強く荷重負担することにより全体として緩やかに荷重低下したものと考えられる．
(4) 切断による破壊面の観察
Case-5～Case-8 の 4 ケース中で荷重が最大となった Case-7 の切断部を図-9 に示す．コンクリー
トブロック部の損傷が比較的広範囲で，最背面側のアンカー鉄筋の中間程度から背面側に 45 度方
向でひび割れが発生していた．また，突起の損傷
は比較的小さかった．いずれのケースも突起前面

図-9 切断状況の写真とひび割れ観察図

側の付根部よりほぼ鉛直方向にひび割れが生じる
か，かぶりコンクリートに剥落が生じていた．な①

お，Case-8 の最大荷重が低い要因としては，主にCase-2等下部構造の上面かぶり部で損傷したことにより，上面鉄筋 D25 が有効に機能するような破断面では①

なく，突起のアンカー鉄筋の曲げおよび回転によ②

Con.ブロック
鉄筋量が
少ない

③

る変形により抵抗したためと考えられる（図-10）．
①

2-3 Case-9～Case-12（補強鉄筋量の比較）
本節では，定着部の耐荷力向上に資する補強ア
ンカー径に着目した Case-5～Case-8 の実験結果について述べる．

ひび割れ線

Con.ブロック
鉄筋量が
多い

②

Case-8

図-10 鉄筋量とひび割れ進展の関係- 97 -

加力方向

CASE-12（上面）CASE-12（正面）図-13 切断状況の写真とひび割れ観察図
図-11 ひび割れ状況図(実験終了時)

左側 3 分の 1 程度，および突起直下と鋼板右上端の一部において浮きが生じていた[No.5]．
(2) 水平荷重 水平変位関係

600

図-12 に水平力-水平変位関係の包絡線を示す．

500

図中には参考として Case-2 についても示してい

⽔平⼒(kN)400

る．補強なしのケース（Case-2）に比べ，補強を300施したケースはいずれのケースも最大荷重が増加
Case‐9Case‐10Case‐11Case‐12Case‐2200
100

し，最小のケース（Case-9）で 63kN，最大のケース（Case-12）で 156kN の耐力向上が見られた．
Case-11 を除くと，補強量と最大荷重に関連が見

0
0

10

20

30
40
⽔平変位(mm)50

60

られたが，Case-11 は他のケースと比較すると最70

大荷重が低くなった．

図-12 水平力-水平変位関係(Case-9～Case12)(3) 鉄筋ひずみ
各ケースの最大荷重時および試験終了時の鉄筋
ひずみ分布を確認したが，最大荷重時に着目する(1) 損傷状況
代表として Case-12 における最大荷重時点のひと，ひずみ値は加力軸方向，直角方向ともに

び割れ損傷状況を図-11 に示す．Case-12 では，Case-7 よりも低い値を示した．また，試験終了時

水平力 250kN（水平変位 1.2mm）で突起とコンクに着目すると，ひずみ分布の傾向は最大荷重時とリートブロックの界面でひび割れが発生し，突起概ね一致しているが，ひずみ値はやや低下した．

で最外縁アンカー鉄筋の近傍から 45 度よりも大このことから，本ケースでは水平力に対する鉄筋

きい角度でひび割れが発生した[No.1]．その後，の抵抗が最大荷重後に低下しているといえる．

上面ひび割れがコンクリートブロック前面に設置(4) 切断による破壊面の観察した補強鋼板よりも外側へ向かって進展した

Case-9～Case-12 の 4 ケース中で荷重が最大と[No.2]．コンクリートブロック前面部のひび割れなった Case-12 の切断面を図-13 に示す．コンク

は水平力 400kN（水平変位 1.6mm）にて発生したリートブロック部にて，背面側の 45 度方向のひ[No.3]．また，水平変位 9mm 以降，突起背面のび割れや突起直下の損傷は顕著ではなかったが，コンクリートブロック上面にて加力直角方向にひ突起は土砂化のような著しい損傷が見られた．

び割れが生じた[No.4]．載荷終了時点では鋼板のなお，Case-11 の最大荷重が低い要因としては，- 98 -

突起背面側でひび割れが多数生じたことにより突ら斜め 45 度方向あるいはそれよりも大きな角度

起のアンカー部が回転に対して抵抗しなくなり，を有する方向にひび割れが発生しており，切断に水平力に抵抗できなかったためであると考えられよる破壊面の観察からも，橋座式で想定する破壊る．

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．また，実験結果では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 1000μ 程度

３．実験結果と耐荷力評価手法の提案しか発生しておらず，橋座式の補正係数 β を 0.5
道示に示される橋座式は式(1)～(3)に示すとおり，水平力の制限値をコンクリート，鉄筋がそれとすると，発生ひずみ量の降伏ひずみに対する比率と同程度である．

ぞれ負担する耐力の和として定めている．
ൌ

以上より，鉄筋分担力を橋座式と同程度とする

൅(1)と，橋座式ではコンクリート分担力を小さく評価

ൌ 0.32(2)

していることが示唆されたことから，コンクリー(3)

ト負担分を示す係数 α について検討を行った．

ൌ

ሺ1

ሻ

は橋座部における支承部から作用

今回の実験では 12 ケースを実施したが，橋座する水平力の制限値， および はそれぞれコン

式の修正を提案する上で試験体数が少ないことか

クリート，鉄筋の負担する耐力であり，α はコンら，土木研究所資料第 3497 号 10)に示されるアン

クリート負担分を示す係数，

カーバータイプの実験（以下，土研実験）8 ケー

ここで，は支承下面の支

圧応力度(文献 6)）図-7.6.1 参照)，はコンクリ

スを加えた計 20 体分の実験結果に基づき提案をはコンクリートの抵抗面行う．なお，追加する土研実験の結果は実験条件積を示す．また，β は鉄筋の負担分を示す係数でや破壊モードが同等であることを確認している．

ート設計基準強度，

0.5， はi番目の鉄筋の橋座面からの距離，はここで，各供試体の載荷試験を実施するにあた

支承背面側のアンカーボルトの中心から橋座縁端

り，コンクリートの圧縮試験を実施し圧縮強度がまでの距離，

得られているため，本検討ではこの実強度を用いは鉄筋の降伏強度の特性値，た．また,Case-9～Case-12 では鋼板とアンカー鉄はi番目の鉄筋断面積を示す．
上記 3 式より求めた計算値と実験 Case-1～12 の筋により補強しているが，本実験のみでは鋼板と結果を比較したものを表-2 に示す．実験結果はアンカー鉄筋の負担分の切り分けが困難であるた

算定値に対して 2～2.5 倍程度大きい結果となっ

め，アンカー鉄筋の負担分のみをコンクリートブ

た．実験結果では，突起背面側のアンカー付近か

ロック内の鉄筋と同様に考慮した．さらに，α を

表-2 最大荷重の比較(橋座式と実験結果)
実験ケース
Case-1Case-2Case-3Case-4Case-5Case-6Case-7
Case-8Case-9Case-10Case-11
Case-12

Con.
補強鉄筋
鉄筋
橋座耐力 実験Max.
計算/実験 α逆算
負担分
負担分
備考
負担分
Pbs（kN） （kN）
Pc（kN） Ps1（kN） Ps2（kN）
65
75
139
335
0.42 0.60 縁端距離なし
ー
87
108
195
440
0.44 0.57 縁端距離50mm
ー
254
509
0.50 0.49 縁端距離100mm
112
143
ー
144
149
293
559
0.52 0.43 縁端距離150mm
ー
85
73
158
336
0.47 0.46 Case-2から帯鉄筋φ13に変更
ー
87
152
239
433
0.55 0.48 Case-2から帯鉄筋φ19に変更
ー
90
223
313
460
0.68 0.39 Case-2から帯鉄筋φ22に変更
ー
87
290
377
412
0.92 0.21 Case-2から帯鉄筋φ25に変更
ー
89
108
45
243
503
0.48 0.59 Case-2を補強（鋼板+補強アンカーφ16）
90
108
63
262
546
0.48 0.62 Case-2を補強（鋼板+補強アンカーφ19）
89
108
91
289
511
0.57 0.52 Case-2を補強（鋼板+補強アンカーφ22）
89
108
118
316
596
0.53 0.62 Case-2を補強（鋼板+補強アンカーφ25）- 99 -

700

600

600

500

500
実験値（kN）

実験値（kN）

700

400
300
200

400
300
200

阪高実験

阪高実験

100

100
土研実験

土研実験

0

0
0

100

200

300

400

500

600

700

0

100

200

計算値（kN）

300

400

500

600

700

計算値（kN）(b)超過確率(α=0.306)(a)平均値(α=0.533)

図-14 最大荷重の比較(橋座式と実験結果)算出するにあたっては，道示Ⅰ共通編 11)より超過

おわりに確率 5%が一般的であると考えられるが，今回は実験ケースが限られており，より安全側になるよ

本検討では水平力分担構造等の定着部の耐荷力

う正規分布を仮定し超過確率として 3％を検討し評価を目的として，橋座縁端までの距離等をパラた．

メータとした実物大規模の供試体による押し抜き

通常鉛直力が作用しない場合，橋座式の α はせん断実験を行い，既存の照査式の適用性につい0.15 であるが，阪高実験及び土研実験より α を逆て検討した．得られた知見は以下のとおり．

算すると 0.533 であり，3 倍以上の α が見込まれ

1）縁端距離が長くなるほど橋座部の最大耐力はる．すなわち，コンクリートの抵抗分として橋座大きくなった．

式に比べ計算上 3 倍以上の抵抗が働いていると考2）コンクリートブロック内の鉄筋量を増やした

えられる結果となった．また，3%の超過確率を場合，補強鋼板とアンカー鉄筋で補強した場考慮すると 0.306 であり，超過確率を考慮した場合も一定の耐力増加が確認されたが，鉄筋量

合でも 2 倍程度のコンクリートの抵抗が見込まれが多い場合には，その効果が頭打ちとなった．
3）いずれのケースでも，突起とコンクリートブ

る結果となった．
図-14 に α=0.533 とした場合，α=0.306 とした場

ロックの界面である突起の最後列アンカー付合の実験結果との比較を示す．α の平均値を適用

近から 45 度もしくは 45 度より大きな角度をし計算値を算出した場合，実験値と概ね対応して有するひび割れが発生したのち，ひび割れがいることがわかるが，阪高実験のうち半数程度は前面側へ進展した．これは，橋座式で想定す危険側に評価する結果となった．一方，超過確率

る破壊面と類似しており，橋座式が適用できを考慮すると，実験結果 20 ケースのうち，Case-

ると考えられた．

8 を除く 19 ケースで安全側の評価となった．本検4）橋座式のコンクリート負担分の係数である α

討を踏まえ，α=0.3 を提案する．

を実験結果に基づき算出し，実験結果を概ね安全側で評価できるよう超過確率 3%を考慮した結果，α=0.306 となったため，本検討では鉛直荷重の作用しない定着部の耐力を評価する- 100 -

ための α として 0.3 を提案した．
本論文の検討は，橋としての機能回復が速やかに行い得る橋梁上部構造の耐震補強を推進するにあたり，最新の知見を反映した当社の耐震補強の設計手引き 12)のベースとなった成果であるが，今後も適宜見直しを行いながら，「災害に強い阪神高速」を目指して耐震対策を推進していきたい．
参考文献
1) 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資料第 814号，土木研究所資料第 4295 号，2014.
2) 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，pp. I_45-I_58, 2018.
第 37 巻）3) 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，土木研究所資料第4359 号，2017.
4) 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.
5) 阪神高速グループビジョン 2030，2016.4.
6) (公社)日本道路協会：道路橋示方書・同解説 IV 下部構造編，2017.
7) 前川和彦ら：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－，土木学会論文集 A1（構造・地震工学），Vol.76，No.4，pp.I_267-I_277，2020.
8) 大八木亮ら：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－鉄筋量に着目したケース－，土木学会論文集 A1（構造・地震工学），Vol.76，No.4，pp.I_153-I_162，2020.
9) 阪神高速道路株式会社：土木工事共通仕様書，2021．
10) 建設省土木研究所：橋座部の水平耐力の評価に関する研究，土木研究所資料第 3497 号，1997.2.
11) (公社)日本道路協会：道路橋示方書・同解説Ⅰ共通編，
2017.
12) 阪神高速道路株式会社「上下部接続部耐震補強の設計手引き，2021.1.

LOAD BEARING CAPACITY EVALUATION METHOD FOR THE ANCHOR PART OF
LATERAL LOAD BEARING DEVICES
Yasumasa SOGA, Kazuhiko MAEKAWA, Masatsugu SHINOHARA and Masahiro
HATTORI
When installing a bridge collapse prevention system to existing structures for seismic retrofitting,available space is usually very limited because of existing bearings and girders. A lateral load bearing
device often needs to be installed near the top edge of a pier or abutment . In such cases the distance to theedge can be too short to obtain an adequate area of resistance of the concrete. This could result in punching
shear failure of the device, and, actually, some of the damage found in the past earthquakes was likely due
to shear failure. Although the Specifications for Highway Bridges and Commentary include an evaluation
formula that assumes a bearing part, its applicability to lateral load bearing devices, where are not subjected
to vertical loads, has not been adequately verified.
In order to evaluate the load bearing capacity of the anchor part of lateral load bearing devices, a punching
shear test was conducted in this study, using a full-scale specimen with the distance to the bridge seat edge
as a parameter. Based on the test results, the applicability of the existing verification formula wasinvestigated, and a new verification formula was proposed.

曽我 恭匡

阪神高速道路株式会社
技術部
技術推進室
Yasumasa SOGA

前川 和彦

阪神高速道路株式会社
建設事業本部
大阪建設部 設計第一課
Kazuhiko MAEKAWA

篠原 聖二

服部 匡洋

阪神高速道路株式会社(一財)阪神高速先進技術研究所
建設事業本部
調査研究部
神戸建設部 技術統括課
Masatsugu SHINOHARA
Masahiro HATTORI- 101 -