技報第 25 号

2010

反重力すべり支承の開発
阪神高速道路(株)京都事業部京都線建設事務所 加藤
阪神高速技術(株)技術部調査点検課
足立
阪神高速道路(株)建設事業部建設技術課
篠原祥久
幸郎
聖二

………………………………………………………………………………
要旨

兵庫県南部地震以降，高架橋の地震に対する構造として，免震構造や多径間連続構造が多用されてきている．
免震構造は，地震時に支承部が大きく変形しエネルギーを吸収することにより高い安全性を確保している．しかしながら，その大きな変位を許容するために維持管理上の弱点である伸縮装置が肥大化する傾向にあり，ライフサイクルコスト上の問題が潜在している．一方，多点固定構造は地震時の変位を拘束させることにより地震時の安全性を確保しているが，常時に作用する温度の影響等を不静定力として構造内に内蔵するため，多径間化を図ることが困難である．このような状況のもと，地震時安全性を確保しつつ限定的な地震時変位にとどめ，さらに温度の影響など常時作用に対しても追随が可能な新しい支承形式を検討したものである．
今回，検討を行った支承は，水平すべり面と斜めすべり面を有する支承である．このような構造を有する支承はこれまでにない構造であり，地震時にどのような動的挙動を示すかの把握が必要となるため，要素実験および振動台実験を行った．また，橋梁の設計ができるよう，支承部のモデル化を行い，振動台実験で得られた挙動を再現できるかを確認した．その結果，今回提案したモデルで概ね挙動を再現できることが確認できた．さらに，
鋼 3 径間連続非合成鈑桁の中間支点に反重力すべり支承を適用した結果，上部工の応答変位が低減され，本支承の有用性が確認された．本稿は，開発にあたるまでの一連の検討について報告するものである．
キーワード:反重力すべり支承，振動台実験，解析モデル，シミュレーション，地震時応答特性

はじめにあり，ライフサイクルコストが肥大化するなどの問題が潜在している．また，多点固定構造は地震

我が国では，1995 年の兵庫県南部地震以降に時の変位を拘束させることにより地震時の安全性施工された橋では，耐震性を向上させるために免を確保しているが，常時に作用する温度の影響等震構造や多点固定構造が多く採用されている．各を不静定力として構造内に内蔵するため，多径間構造の特徴として，免震構造は，地震時に支承部化を図ることが困難である．このような状況から，が大きく変形し，エネルギーを吸収することによ

地震時の安全性を確保しつつ限定的な地震時変位り高い安全性を確保することが可能となる．しかにとどめ，かつ温度変化等による不静定力の影響しながら，その大きな変位を許容するために維持を受けにくい新しい支承形式を開発した．本稿で管理上の弱点である伸縮装置が肥大化する傾向にはこの支承を反重力すべり支承と呼ぶ．
1

２ ．実験による動的挙動の検証

１．反重力すべり支承の構造コンセプト
反重力すべり支承は，すべり支承を水平と斜め斜め勾配を直線とする場合，水平すべり部と斜に配置する図‑1 に示すような複合すべり支承でめすべり部との境界が不連続になるため，地震時ある．常時状態では水平すべり支承により上部構に水平すべり部から斜めすべり部に移行する時点

造からの鉛直荷重を支持し，温度変化等による桁で衝突現象が生じる．そこで，この現象を把握すの伸縮に対しては上部構造が水平すべり面をすべることを目的として実験を行った．実験は，要素り，橋脚には摩擦力以外の力は作用しない．一方， 実験と振動台実験の 2 方法である．すなわち，要地震時には上部構造が水平方向に移動し，水平す

素実験により斜め衝突時の挙動とすべりの基本特

べり面の移動可能量を超えると斜めすべり面に接性を把握し，振動台試験で実構造物を模した挙動触し，斜めすべり面を反重力方向にすべり上がる． を把握した．
したがって，斜めすべり面の勾配を調整すること
2‑1 要素実験

により地震時の変位を制御でき，擬似的な多点固要素実験は図‑3 に示すような構造とし，斜め定構造とすることが可能となる．この挙動のメカニズムは，上部構造が斜めすべり部をすべり上が勾配は 15 度と 30 度の 2 ケース行った．

る際に地震時慣性力によるひずみエネルギーを一時的に位置エネルギーに変換し，地震時の応答が制御されるものである．すなわち，斜めすべりの勾配により任意の復元力を付与できるので，橋の要求性能に応じた制御が期待される．この結果，
図‑2 に示すように多点固定橋から長周期橋まで幅広い橋梁で採用が可能と考えられる．また，それぞれのすべり支承は簡易な鋼製支承により構築おもりできるのでコストを低くできる．
橋軸方向

θ
上沓側

斜め勾配 θ

図‑3 要素実験のイメージ

下沓側

この反重力すべり支承の静的な履歴特性は式

図‑1 反重力すべり支承の形状例(1)に与えられ，図‑4 に示すような履歴となる．
要素実験から，斜め勾配 30 度に対し，１kineの低速度で摺動させた場合の履歴は図‑5 に示す
反重力すべり支承によるようになり，静的挙動の履歴とよく一致している．しかし，速度を増加させると，斜めすべり部への衝突時に衝撃が顕著に現れ，18.5kine の速度とした場合の履歴は，図‑6 に示すようになる．同じ試験を斜め勾配 15 度で実施した場合

図‑2 反重力すべり支承による耐震構造も，30 度と同様な傾向であったが，水平力の大イメージきさは 30 度と比べる 1/3 程度であった．要素試2験の結果，速度が速くなるほど最大水平力が大き2‑2 振動台実験

く，勾配が大きくなるほど最大水平力が大きくな(1)実験条件ることがわかった．

次に，反重力すべり支承を取り付けた試験桁を用いた振動台実験により地震時の復元力特性，衝FH ＝ Wtanθ±W・f (θ)・・・式(1)

撃力，上部構造の応答等を検討した．試験の配置

ここに，FH：水平力

図および実験の全景をそれぞれ図‑7 および図‑8

W：おもりの重量に示す．試験桁の片側のコーナー部に反重力すべ

θ：斜め勾配り支承を各 1 基，反対側のコーナー部に積層ゴム

ｆ：摩擦抵抗力支承を各 1 基設置した．すべり支承の諸元を表‑1に示す．また，比較のため，平面すべり支承を用FhFh ̲s

いた場合も試験した．振動台は，京都大学防災研

Fh ̲s究所にある 3 次元大型振動台であり，性能は表‑2Fh ̲c
Fh ̲fに示すとおりである．
Dh‑FhFh ̲s

̲f

Fh ̲s
斜面 部‑Fh ̲c
平面 部

斜面 部

図‑4 静的挙動の履歴特性

図‑7 振動台への試験桁設置図
図‑5 準静的履歴特性（勾配 30 度 速度 1kine）

図‑8 実験全景

図‑6 動的履歴特性（勾配 30 度 速度 18.5kine）
3

表‑1 すべり支承の諸元
1.5x 10530度
15度

衝撃力（Ｎ）

1

表‑2 振動台の性能

0.50‑0.5‑1‑60‑40‑2002040
衝突速度（kine）

6080

図‑10 衝突速度と衝撃力の関係

３ ．反重力すべり支承の耐震解析モデル

入力波は，正弦波（0.8〜2.0Hz）と地震波であり，地震波は道路橋示方書に記されているⅡ種地3‑1 耐震解析モデルの構築盤の標準３波および京都地域のサイト波として設定されている桃山断層および花折断層による推定

反重力すべり支承を用いた支承部では，図‑3地震波２波である．振動台への地震波の具体的な上段のように常時状態で平面すべり状態であった

入力は，後述する鋼３径間非合成連続桁モデルのものが，地震時に斜めすべり面に接触した後，地基盤面に入力して得られた中間橋脚天端の応答加

震時慣性力がすべり上がり抵抗力より大きければ速度である．

斜めすべり状態となり，小さければそれより大きい変位は生じない．地震時にはこの挙動が左右の(2)実験結果

斜めすべり支承で繰り返され，すべり状態で面圧正弦波試験により得られた履歴例を図‑9 に示に応じた摩擦減衰が発現すると共に，斜めすべりす．同図より，要素試験と同様に平面すべり部か支承への接触時に大きな衝撃力が発生する．このら斜めすべり部に接触した状態で衝撃力が生じて挙動を解析で再現するために図‑11 に示すように，いることがわかる．各種試験データより衝撃力と水平および斜めすべり面の３カ所それぞれに支承衝突速度の関係を図‑10 に示す．同図でも，要素部の履歴を設定することとした．それぞれの支承試験で得られた傾向と同様に，衝突速度と衝撃力は勾配が異なるだけで，機能は全く同じである．

は概ね比例関係になっている．また，斜め勾配がそこで，図‑12 に示すように各支承のすべり面に30 度の方が 15 度より大きな衝撃力が生じている

沿った方向およびすべり面の直角方向に局部座標ことがわかる．

としてそれぞれにばね要素を設定した．

橋軸方向

桁（G1）

橋脚（G2）

図‑11 反重力すべり支承での各支承への履歴設定
図‑9 正弦波試験による支承の履歴例
4

履歴特性 kn は摩擦材などの接触部の圧縮剛性でULSS上沓側あるが，引張りに対しては抵抗しないものとし，圧縮剛性の 10-6〜10-7 程度の剛性を想定する．なkskn

お，この設定においては，適用する摩擦材の摩擦係数や圧縮剛性・せん断剛性を用いることを基本とする．

ULSS下沓側

図‑12 各バネ要素の設定
各支承のすべり面に沿った方向およびすべり面の直角方向のばねは局部座標でそれぞれ式(2)で与えることができる．
・・・式(2)
図‑13 支承部の履歴特性

fs：すべり面に沿った方向のばね反力ks：〃

ばね定数kn：〃

ばね定数3‑2 解析モデルの妥当性の検証
解析モデルの妥当性を検証するために，振動台

fn：すべり面の直角方向の ばね反力
Us：〃

ばね変位試験の結果と対比した．解析モデルは，振動台にUn：〃

ばね変位設置した試験体より図‑ 14 に示すように設定し，これを全体座標での水平力 Fx と鉛直力 Fy で表

解析条件は表‑3 に示すようである．入力地震動

すと，斜め勾配θを用いて式(3)で与えることがは振動台実験と同じく，鋼３径間連続非合成桁にできる．

対して数値計算された橋脚天端の応答加速度である．計算時間間隔は衝撃の影響を考慮して，斜め勾 配 30 度 お よ び 15 度 に 対 し て そ れ ぞ れ
0.0001sec および 0.000125sec とした．

・・・・式(3)Fx：全体座標での水平力

ゴム支承バネ

Fy：全体座標での鉛直力
i ：反重力すべり支承の各すべり面
仮想材

以上のように，ks，kn および摩擦係数 f が設定

すべり支承

カウンターウェイト考慮（梁とは剛部材で結合）されれば，振動系としての水平力と鉛直力を設定することができる．ここで，ks と kn を図‑13 に示

図‑14 解析モデル

すような非線形な履歴として設定する．すなわ
ち，すべり面に沿った方向の履歴特性 ks は摩擦表‑3 解析条件を考慮した完全弾塑性型とし，すべり面直角方向

桁重量
水平方向
鉛直方向
すべり支承を支持 水平する仮想部材 鉛直面直角方向
すべり面面方向
ゴム支承剛性力 Fn に摩擦係数 f を乗じた値を降伏荷重としている．ただし，すべり面の直角方向力 Fn が引張り状態に達すると，すべり面に沿った方向の作用

摩擦係数

力 Fs は 0 とする．一方，すべり面の直角方向の減衰5桁
ゴム支承（水平）100.9KN
128.82kN/m
2712.723kN/m
4.81MN/mm
8.07MN/mm

62,700KN/m
24,100KN/m
0.14
2%
5%

斜め勾配 30 度，遊間 42mm の供試体に対し，sin1Hz，100gal を入力条件として解析した結果と比較した．実験値と解析値を併記した履歴形
状，時刻歴応答水平力，時刻歴応答水平変位，時刻歴応答鉛直力および応答水平力を応答鉛直力で
図‑17 時刻歴応答水平変位除した値（以下，見かけの摩擦係数）の時刻歴応答をそれぞれ図‑15，図‑16，図‑17，図‑18 および図‑19 に示す．履歴形状は実験値と解析値とでは概ね一致しているが，斜めすべり状態の履歴に若干のずれが生じている．これは，試験体が平面内で回転を生じていたことや，計測センサーの時

図‑18 時刻歴応答鉛直力間遅れなどの影響が考えられる．水平力および水平変位は実験値と解析値とでよく一致している．
鉛直力には時刻 2sec を越えると鉛直振動の影響が現れており，実験値の鉛直振動は解析値より小さい．これは，解析での鉛直方向の剛性や減衰の設定によるものと考えられる．しかし，見かけの摩擦係数は実験値と解析値とで概ね一致してい図‑19 応答水平力／応答鉛直力の時刻歴応答る．これらの結果は，これ以外の実験ケースについても同様な傾向であった．

４．鋼３径間連続非合成鈑桁橋に対する適用
実験値
解析値

実橋モデルとして鋼３径間連続非合成鈑桁を対象に，反重力すべり支承を用いた橋の動的挙動を確認した．本橋は図‑20 に示すような橋長 150mで，支間は 60＋50＋40m の異径間割であり，橋脚高は最大 12.6m の RC 単柱である．反重力すべり支承は中間橋脚に配置し，端橋脚にはゴム支承を配置した．
60,000

図‑15 実験値と解析値を併記した

50,00040,000

履歴形状
ゴム支承

斜Ｐ５

反重力すべり支承斜Ｐ６

反重力すべり支承

ゴム支承

斜Ｐ７斜Ｐ９

図‑20 鋼３径間連続非合成桁
図‑16 時刻歴応答水平力
解析モデルは 図‑21 に示すような２次元モデルとした．桁は合成断面として設定し，RC 橋脚6

は武田モデルとした．反重力すべり支承のモデル

ム支承を設置した端橋脚 P1 および P4 の応答塑性

は図‑11〜図‑13 にしたがい設定した．

率は斜め勾配が大きくなるにしたがい小さくなる．これは，斜め勾配が大きくなると上部構造慣

60,00050,000性力は反重力すべり支承で大きく受け持たれるよ40,000

うになるためである．
中間橋脚 P2 および P3 での上部構造の曲げモー
支承ばね

メントは，図‑26 に示すように斜め勾配が大きくなるにしたがい増加し，15 度付近で最大値を示

塑性ヒンジ回転ばねした後，低減していく．これは，上部構造の曲げ基礎ばね

斜Ｐ５斜Ｐ６斜Ｐ７モーメントは応答鉛直変位により引き起こされる斜Ｐ９ものであり， 水平変位×斜め勾配 が 15 度付
図‑21 解析モデル

近で最大値になるためである．

支承の遊間は左右共に 30mm，摩擦係数は 0.05以上の動的挙動より，実際の設計では目標とすとした．斜め勾配は 0 度から 2.5 度ピッチで 30る応答変位となるように斜め勾配を設定し，橋脚度まで変化させた．モード解析時の反重力すべりの応答塑性率が許容塑性率を満足していること，支承の剛性は図‑22 に示すように，衝撃力を無視および上部構造の曲げモーメントに対して弾性挙した設計変位時の水平作用力と設計変位の仮定値動していることを確認することになる．なお，端から設定した．減衰モデルは Rayleigh 減衰と橋脚に反重力すべり支承を設置しないでゴム支承し ， 例 え ば 斜 め 勾 配 30 度 で は ， 一 次 でとしたのは，地震時でも桁端に上下動を生じさせ0.88sec，モード減衰 12.9％，19 次で 0.07sec，ないことと，橋全体の復元機能を付与し，かつ振モード減衰 13.2％により設定した．入力地震動動を制御するためである．

はⅡ種地盤のタイプⅡ地震動を用いて３波平均で0.5評価した．
0.4

変位 (m)

支承水平力

0.3
0.20.1

支承
水平変位

0.0

設計変位

0

図‑22 モード解析時の等価剛性

5101520斜め勾配θ （度）25

図‑23 上部構造の応答水平変位

上部構造の応答水平変位は図‑23 に示すように，斜め勾配を 0 度すなわち平面すべり状態で400mm 程度変位していたのが，斜め勾配を 30 度にすると 300mm 以下に低減している．支承の相対変位は図‑24 に示すように，斜め勾配が大きくなるにしたがい上部構造と同様に低減している．
橋脚の応答塑性率は図‑25 に示すように，斜め勾配が大きくなるにしたがい，反重力すべり支承
図‑24 支承の応答相対変位を設置した中間橋脚 P2 および P3 の応答塑性率が大きくなるが，許容塑性率以下である．一方，ゴ730

５．まとめ
20× P9許容塑性率

応答塑性率15○ P5許容塑性率

斜P5橋脚
斜P6橋脚
斜P7橋脚
斜P9橋脚

今回，検討により以下の知見が得られた．
・水平すべり面から斜めすべり面に移動する際に△ P6許容塑性率10

衝撃力が発生するが，構造計全体に及ぼすもの□ P7許容塑性率5ではない．
005101520
斜め勾配θ （度）25・支承のモデル化はすべり面に沿った方向とすべ30

り面直角方向のばね特性およびすべり面の摩擦

図‑25 橋脚の応答塑性率係数の 3 つのパラメータで設定することが可能である．
・連続桁の中間支点に反重力すべり支承を用いることで端支承の変位を押さえることが可能である．
今後，実橋への適用にあたっては，様々な橋種，条件での解析を行い，設計体系を整備していくことが必要と考えられる．

図‑26 上部構造の応答曲げモーメント
参考文献
足立幸郎ほか：反重力すべり支承の開発 全 11 編，土木学会第 64 回年次学術講演会，2009 年

DEVEROPMENT OF UPLIFTING SLIDE BEARING
Yukio ADACHI, Yoshihisa KATO and Masatsugu SHINOHARA
A new type of slide bearing characterized by horizontal and inclined plane slide surfaces
was developed. With the application of bearings of this type, which will be referred to as
Uplifting Slide Bearing, girders are allowed to move on the horizontal plane slide surfaces
during temperature changes while sliding takes place on the inclined plane slide surfaces
for large displacement response in case of strong earthquakes. The kinetic energy of thesuperstructure will be transformed to the potential energy during the sliding on theinclined surfaces, thus controlling the seismic response and distribution of inertia force. In
order to evaluate the influence of this impact, component tests as well as shaking table
tests using a shaking table were performed. The analytical method to numerically evaluate
the impact phenomena was also established. The analysis results agreed well with the test
results.

足立 幸郎

加藤 祥久

篠原 聖二

阪神高速技術㈱技術部調査点検課
Yukio ADACHI

阪神高速道路㈱京都事業部京都線建設事務所
Yoshihisa KATO

阪神高速道路㈱建設事業部建設技術課
Masatsugu SHINOHARA

8