ISSN 2436-245X

一般財団法人 阪神高速先進技術研究所

年報［2020年度］

一般財団法人 阪神高速先進技術研究所

年報［2020年度］

先 進 技 術 研 究 所へ の 移 行

当研究所は昨年 7 月にそれまでの一般財団法人 阪神高速道路技術センターから一般財団法人 阪神高速先進技術研究所 HANSHIN EXPRESSWAY RESEARCHINSTITUTE for ADVANCED TECHNOLOGY に名称を変更して、新し く 船出をしました。
技術センターは１９７３年に設立されて以来、阪神高速道路を中心とする都市高速道路の建設・管理に関する調査研究を行ってまいりましたが、昨今の情報技術やデジタル分野の発展は目覚ましいものがあり、国においても科学技術イノベーションの中核として、
Society5.0 の実現を目指しています。
これはサイバー空間とフィジカル空間を高度に融合させることであります。このような社
会環境の変化に対応すべく、今般、先進技術研究所に名称を変更し、自ら研究体制を構築することといたしました。
現在、新型コロナウイルスの感染拡大は世界中に甚大な被害を与えていますが、一方でテレワーク、リモート会議等働き方改革を一気に推進しました。
また昨年、高速道路の ETC 車専用化のロードマップも示されましたし、自動運転車も間もなく高速道路を走行すると思われます。
物流の世界でもいずれドローン等を活用した新しい輸送手段が可能になります。
このような高速道路で新しい生活様式が定着してきますと、今後は単に自動車で人や物を運ぶといったこれまで道路の機能が変化し、道路に期待される使命、役割が大きく変わることが想像されます。
「先進技術」とは、このような社会の変化や要請に対して想像力を豊かにし、それに対応する技術だと思います。

2当研究所は既存の概念や価値にとらわれることなく柔軟な発想力と行動力を持って、先進技術の研究開発にチャレンジし、それを支援している研究所を目指してまいります。
また研究所では従来からの公益事業にも引き続き取り組んでまいります。
道路建設や管理に関する各種講習会や技術図書の刊行、各種技術委員会の開催、技術者育成、支援を行っています。
当研究所は道路交通インフラに関する研究・技術開発の拠点になるとともに、その成果を情報発信することにより、道路交通インフラ発展に貢献してまいりたいと考えておりますので、今後ともご支援ご指導を賜りますようお願いいたします。

2021 年 3 月 31 日
一般財団法人 阪神高速先進技術研究所
理事長
西岡 敬治

3

目次
1. 巻頭言．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 12
2. 2020 年度の発表論文．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．
2-1.

鋼構造．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．

U リブ鋼床版への部分的な当て板補修が周辺部に及ぼす影響の分析
令和 2 年度土木学会全国大会 第 75 回年次学術講演会 , 土木学会．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．赤松伸祐 18
FEA を用いた開口部を有する桁の応力集中部の応答照査法に関する検討
令和 2 年度土木学会全国大会 第 75 回年次学術講演会 , 土木学会．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．杉山直也 20
U リブ鋼床版き裂損傷の統計分析に基づく劣化要因分析
第 38 回建設マネジメント問題に関する研究発表・討論会講演集 , 土木学会．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．慈道充 22

ビードき裂を有するＵリブ鋼床版に対するスタッド当て板工法の影響分析
阪神高速道路第 52 回技術研究発表会論文集 , 阪神高速．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．赤松伸祐 34
FEA を用いた鋼部材の応答抽出法に関する検討
阪神高速道路第 52 回技術研究発表会論文集 , 阪神高速．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．杉山直也 38
2-2．基礎．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．
縞鋼管高耐力継手の水平せん断及び圧縮・引張試験と鋼管矢板基礎設計への適用
第 23 回橋梁等の耐震設計シンポジウム講演論文集 (2021 年 1 月 ), 土木学会．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．服部匡洋 46
2-3．耐震．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．
橋梁上に設置した TV 支柱の耐荷力評価に関する実験的検討
令和 2 年度土木学会全国大会 第 75 回年次学術講演会 , 土木学会．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．宇野津哲哉 56

5広域道路ネットワーク地震被害シミュレーションの
耐震補強対策への活用に向けた検討
令和 2 年度土木学会全国大会 第 75 回年次学術講演会 , 土木学会．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．服部匡洋 58
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（地震工学論文集第 39 巻）, 土木学会．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．前川和彦 60
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（地震工学論文集第 39 巻）, 土木学会．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．大八木亮 72
広域道路ネットワークを対象とした地震被害シミュレーションの精度検証と被災度評価
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）, 土木学会．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．服部匡洋 82
橋梁上に設置した柱状付属構造物の耐荷力評価に関する実験的検討
第 23 回橋梁等の耐震設計シンポジウム , 土木学会．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．宇野津哲哉 96
広域道路ネットワークの地震被害シミュレーションによる構造物応答及び周期特性の評価
第 40 回地震工学研究発表会論文集（2020 年 10 月）, 土木学会．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．服部匡洋 102
ANALYTICAL STUDY ON FLEXURAL STRENGTHENING USING
EXTERNAL CARBLE SYSTEM FOR ASR-DETERIORATED PC BEAMSConMat'20．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．服部匡洋 110
REPRODUCTION SIMULATION OF 1995 KOBE EARTHQUAKE BY
EARTHQUAKE DAMAGE SIMULATIONS IN EXPRESSWAY NETWORKThe 17th World Conference on Earthquake Engineering．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．服部匡洋 120
阪神高速道路全路線モデルを用いた兵庫県南部地震の再現シミュレーション
阪神高速道路第 52 回技術研究発表会論文集 , 阪神高速．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．服部匡洋 132

6

2-4.

舗装．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．

NAT 試験により算出したエネルギー量による疲労耐久性評価について
令和 2 年度土木学会全国大会 第 75 回年次学術講演会 , 土木学会．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．神下竜三 140
NAT 試験より算出したエネルギー量による排水性舗装用混合物の疲労耐久性評価阪神高速道路第 52 回技術研究発表会論文集 , 阪神高速．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．神下竜三 142
2-5.

その他．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．

阪神高速先進技術研究所に生まれ変わりました
橋梁と基礎 第 54 巻 第 10 号．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 150
阪神高速先進技術研究所の紹介と調査研究内容について
舗装 第 55 巻 第 11 号．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 152
3. 2020 年度の主な研究・行事．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．
3-1.

一般財団法人阪神高速先進技術研究所

3-2.

2020 年度研究トピックス．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 158

3-3.

技術委員会活動状況．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 161

3-4.

震災資料保管庫見学者案内運営．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 163

3-5.

土木構造物点検診断技術者資格認定制度．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 164

3-6.

建設技術展 2020 近畿．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 165

3-7.

道路広報用サイト「カンサイドボクスタイル」開設．．．．．．．．．．
．．
．．
．．
． 165

3-8.

若手研究者助成．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 166

3-9.

道路管理者支援活動．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 167

3-10.

新聞等への広告掲載．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 167

7

発足．．．．．．．．．．．．．．．．
．．
．．
．．
． 158

参考資料．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．
組織図．．．．．．．．．．．．．．．．．．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 172
有資格者（2021 年 3 月）．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 172
保有特許．．．．．．．．．．．．．．．．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 173

8

1. 巻頭言巻 頭 言： " 先 進 の 道 路サービスへ のサポートに期 待する "京都大学学際融合教育研究推進センター
特任教授
宮川 豊章
1978 年に設立された ( 一般財団法人 ) 阪神高速道路技術センター（以後、センターと呼ぶ）は、阪神高速道路を中心とする都市高速道路の建設・管理に関する総合的な調査研究・技術開発また技術者の養成を行うことにより、都市高速道路事業の発展と都市機能の維持・増進に大きく貢献してこられた。このような客観的な記述よりも、わたしの思いとしてはこう書きたい、センターは道路技術にかかわる素晴らしい検討成果を上げ、しかも当時の我々のような土木技術におぼつかない若い人間を何とか一人前に育ててくれた、と。
わたしを例にとれば、阪神高速以外の人間も含むコンクリート構造物に関する検討委
員会で広く深く現場に関わる勉強をさせていただいた。岡田清先生をはじめとするそうそ
うたる先輩方を前にして闊達な意見交換ができたのは、主宰していたセンターにあふれる阪神高速魂の賜物だった。関西特有の隔意の無さで、議論の対象は主として関西地区であるがその水準は全国さらには国際的なものであった。委員会の後の飲み会ではさらに過激な議論が展開され、若造であるからこそ思いっきりの意見を主張することができた。議論されていた内容は、橋床版の疲労問題、橋脚梁部のアルカリ骨材反応をはじめとするもので、世界最先端の検討が行われた。土木学会コンクリート標準示方書のコンクリート床版疲労やアルカリシリカ反応にもこれらの委員会での成果は生かされている。アルカリシリカ反応については、世界中から視察および意見交換に来られた。
わたしの手元に、墨色とでも呼べばいいのだろうかシックな色合いの表紙に銀で「宏典」と押された薄くて濃い本がある。私の愛読書の一つである。センターの委員会で阪神高
速の大黒柱として印象に残っている方が今井宏典さんであって、その今井さんの語録なのである。この今井さんが常々言っておられたのは、阪神高速には研究所がない、その研究所に代わるものがセンターで開催する委員会なんだ、ということであった。今、センターが ( 一般財団法人 ) 阪神高速先進技術研究所（以後、研究所と呼ぶ）に生まれ変わった。すでに述べてきたような検討委員会は研究所における調査研究のきわめて肝要な部分になるものと考えられる。もちろん、研究発表会や講演会の開催などを含めての幅広い活動が期待されている。その過程を通じて、阪神高速サポーターが増えてゆくものと思っている。もっとも、現在でもそのようなサポーターはきわめて多いのである。

12

1. 巻頭言

センターから生まれ変わった研究所は、従来短期の嫌いのあった研究テーマ設定を中長期なものとするとともに、現在注目されている情報通信技術の活用（IoT、
AI、
ビッグデー
タなど）を積極的に行おうとしている。関西を中心とする都市高速道路事業に一層貢献するものと信じている。そのためには、研究開発の水準そのものは世界的なものたらざるを得ないだろう。
阪神高速グループでは、サイバーインフラ・マネジメント技術を活用した仮想空間の阪
神高速道路構造物を再現するシステム上での地震時の挙動をシミュレーションすることにすでに成功し、損傷予測や復旧に役立てようとしている。これは、阪神・淡路大震災の貴重な経験を踏まえた成果だと思う。しかし、地震対応のみではなく、
これを時間軸に沿って展開し、劣化現象の把握・予測・対策にも役立て、適切で先進的な維持管理を提案していくことが可能となるものと期待している。その中心には常に研究所があると考えている。
また、研究所が運営する震災資料保管庫には、阪神・淡路大震災で実際に被災した構造物の一部がそのままの状態で多数保存・展示されており、耐震を志す者が一度は見るべき世界的にも稀な施設である。あえて言えば、震災資料保管庫を訪ねないような人間には耐震あるいは地震防災・減災について語る資格はないとまでわたしは思っている。これからは世界中からの見学者を受け入れることができることを期待している。
研究所がなすべきことは多い。しかもこれまでの実績からすればできることはきわめて多いのである。近年センターのそのような素晴らしさを忘れ、動きがぎごちないものとなっているようなところがあるのではないかと危惧していた。既に述べた阪神高速魂の無味乾燥化が進行しているのではないかと恐れていたのである。しかし法人名変更にはそのような印象を払しょくさせる意欲が感じられる。いまこそ研究所は自信をもって、センターの歴史を踏まえて活動いただきたい。阪神高速道路、いやこれからの道路システムには、
自動運転・アミューズメント提供などを含めて先進の道路サービスが要求され、それをサポートする研究所に期待されるところはきわめて多い。これからの活躍をわたしは深く信じ、疑わないのである。

13

2. 2020 年度の発表論文

2-1. 鋼構造

I-413

令和2 年度土木学会全国大会第75 回年次学術講演会

U リブ鋼床版への部分的な当て板補修が周辺部に及ぼす影響の分析(一財)阪神高速道路技術センター
阪神高速道路(株)

正会員

丹波 寛夫

正会員

○赤松 伸祐

非会員

栗田 康弘

正会員
正会員

杉山 直也
八重垣 諒太１．はじめにU リブ鋼床版に発生したビードき裂への補修工法として，

20 20

用されている．本工法は，発生したビードき裂の先端を削シール材
バックアップ材

削り込み

42

阪神高速では図-1 に示すように，スタッド当て板工法が適き裂り込んだ上で，高力スタッドボルトと高力ワンサイドボル
トで当て板を取り付ける工法である．この当て板により部
分的に剛性が大きくなるが，それが周辺部に及ぼす影響は

5@150=750830

40

明らかとなっていない．

40(a) 側面図

本研究では，横リブ間のビードき裂に施した本工法が，

70 43
9

88

状に及ぼす影響を把握することを目的として FEM 解析を

シール材・バックアップ材
43

当て板端部の剛性変化位置や当て板対面の溶接部の応力性

高力スタッドボルト
曲げ加工 r=45
高力ワンサイドボルト
MUTF24-20
補強板
PL 225×9×L(SM490A)

実施した．
２．解析条件
２．１ 検討対象と解析モデル(b) 断面図

汎用有限要素解析ソフト DIANA Ver10.2 を用いて 3 次元

図-1 スタッド当て板工法(単位:㎜)

弾性解析を行った．解析対象は図-2 に示すように，U リ
ブ 3 本と横リブ 3 本で構成される鋼床版とし，デッキプレート厚は 12mm，U リブ厚は 6mm，当て板厚は 9mm とした．また，使用要素は当て板周辺部を 8 節点ソリッド要素，
その他を 4 節点シェル要素を基本とし，溶接部の最小要素
辺長は 0.25mm とした．解析モデルは，損傷発生前の「健全モデル」と，横リブ間にビードき裂・き裂先端の削り込
みおよび当て板を施した「補修モデル」とした．

図-2 解析対象と使用要素

補修モデルにおけるボルトのモデル化は，接触圧が作用する範囲を節点結合による剛結とし，その他の接触面にはすべりおよび離間を考慮できる接触境界を設定した 1)．また，き裂は界面要素を用いて模擬し，長さは200mm とした．

２．２ 荷重条件
荷重条件を図-3 に示す．橋軸方向はき裂中心(Ⅰ)，当て板端部(Ⅱ)とし，橋軸直角方向は当て板を施す U2L
ラインに対してシングルタイヤとダブルタイヤを 160mm 間隔で移動させた．載荷範囲は 200mm×200mm とし，1 カ所あたり 50kN を等分布荷重で与えた．
載荷範囲
200×200mm

830
315

200

315

Ⅰ

Ⅱ

U1R

U1

U2L

(a) 橋軸方向

連絡先

U2R

U2
Ｂ Ｃ Ｄ Ｅ Ｆi)シングルタイヤ

U3L

U3

160mm

Ａ

キーワード

載荷範囲
200×200mm
U1R

U1

Ｇ

U2L

U2R

U3L

160mm
U2
U3
Ａ' Ｂ' Ｃ' Ｄ' Ｅ' Ｆ' Ｇ'ⅱ)ダブルタイヤ(b) 橋軸直角方向
図-3 荷重載荷位置

U リブ鋼床版，スタッド当て板工法，疲労き裂，〒541-0054 大阪市中央区南本町 4-5-7 東亜ビル内 (一財)阪神高速道路技術センター TEL 06-6244-6038© Japan Society of Civil Engineers- I-413 -18

2. 2020 年度の発表論文

I-413

令和2 年度土木学会全国大会第75 回年次学術講演会

３．解析結果と考察
３．１ 当て板端部における溶接部への影響：DR

デッキプレート：UR

図-4 に評価に用いる溶接部の着目要素および応力を示す．着目要素はき裂の起点となる UR および DR とし，
応力はき裂の進展方向に対してほぼ直角な応力成分である σx および σy とした．荷重ケースは橋軸方向をⅡと

σx

し，橋軸直角方向を当て板端部の溶接部において UR お
よび DR の応答が最大となる C および C’とした．図-5σyに U2L ラインの UR および DR の応答を示す．どちらUリブの荷重状態においても，当て板部と無補修部の境界に応力集中や応力の段差は見られなかった．これは当て

図-4 溶接部の着目要素と応力板の剛性がデッキと U リブの剛性に比べて小さく，当て板の有無が溶接部の応力性状に影響を及ぼさなかっ

500が剛性変化位置の溶接部に及ぼす影響は小さいといえる．
３．２ 当て板対面部における溶接部への影響
当て板対面の溶接部の評価では，き裂中心位置における当て板対面の溶接部(U2R)に着目し，健全モデルと着目要素の応力[N/mm2]たためと考えられる．このことから，部分的な当て板

補修モデルの応答を比較した．荷重ケースは橋軸方向全モデルで-438kN/mm2，補修モデルで-451kN/mm2 となった．どちらの載荷状態においても補修モデルの方が

200

-500

た．また，U2L 付近では応力の発生状況が異なるもの

き裂中心からの距離[mm]

U2L

-500
-100

-500

-400

-300

-200

横リブで分断されたあて板部において，その影響の検討が必要と考えられる．
参考文献© Japan Society of Civil Engineers- I-413 -

19

200

300

400

500

400

500

-136
-139

-280
-291

500

U2L

橋軸直角方向応力[N/mm2]

U2R
U2

300

100
-500
-100

-300

-500

法の補強範囲に関する解析的検討，構造工学論文集 Vol.64A，2018.3

100

U2中央からの距離[mm]

-400

-300

-200

-100

0

100

DR(補修モデル)UR(補修モデル)

200

300

-438

DR(健全モデル)UR(健全モデル)

1) 森下弘大，山口隆司，八ツ元仁，田畑晶子：U リブ鋼床版下面補強工

0DR(健全モデル)
DR(補修モデル)UR（健全モデル）UR（補修モデル）

４．まとめの溶接部への影響は小さいことが確認された．今後は，-100(a) シングルタイヤの直上載荷当て板が対面の溶接部に及ぼす影響は小さいといえる．

討した結果，当て板端部の剛性変化位置や当て板対面

U2R
U2

100

の U2 のリブ中央では同じ挙動となっており，部分的なな当て板が周辺部位に及ぼす影響をFEM解析により検

500

400

UR

300

-300

大きくなる傾向がみられたが，その値は 5%以下であっ

横リブ間に設置されたスタッド当て板工法の部分的

300

-300

500

橋軸直角方向応力[N/mm2]

で -291kN/mm2 となり，ダブルタイヤ跨ぎ載荷(E’)の健100

図-5 U2L ラインの DR および UR の応答の荷重ケースのき裂中央断面における UR および DR のヤ直上載荷(E)の健全モデルで-280kN/mm ，補修モデル-100 0DR

び DR の応答が最大となる E および E’とした．これら

2

100

-700

をⅠとし，橋軸直角方向を着目溶接部において UR およ

応答を図-6(a)(b)に示す．ピーク応力はシングルタイ

300

-281
-304

-451

U2中央からの距離[mm](b) ダブルタイヤの跨ぎ載荷
図-6 き裂中央断面のDRおよびURの応答令和2 年度土木学会全国大会 第75 回年次学術講演会

FEA を用いた開口部を有す る桁の応力集中部の応答照査法に関する検討(一財)阪神高速道路技術センター 正会員 ○杉山 直也

，正会員

赤松 伸祐

阪神高速道路(株) 正会員

青木 康素

１．はじめに鋼I桁多主桁橋を対象としてFEAを実施し，応答評価に関する基礎的な検討が行われている1)2)．しかし，新設設計や補修設計で応力や変位などを評価する場合に，応力集中部において応答をどのように評価するのか
明確な基準や手法は確立できていない．そこで，本検討では応力集中部の応答の事例として，主部材に排水管やマンホール等の開口を設けた場合の開口部の応力集中に着目し，開口部を設けた桁の部分モデルを用いて，局部応力の影響範囲や程度，初等梁理論より求めた公称応力と比較し，将来的に公称応力と許容値との関係で照査できるFEAでの応力抽出法の検討を行った．
２．解析モデル
汎用有限要素解析ソフト MSC Nastran 2018.1 を用いて 3 次元弾性解析を行った．解析モデルは，図-1 に示す上下フランジと開口を有するウ
ェブからなる桁モデルとした．断面は，上下フランジ 480×24，ウェブ
2300×11 とした．開口部形状は阪神高速道路でのマンホールの標準構

図-1 解析対象
表-1 メッシュ分割

造に倣い，600×600 とし，角部は R100 とした．3 節点 (開口部付近)
および 4 節点シェル要素でモデル化し，材料定数は弾性係数を 2.0×105，
ポアソン比を 0.30 とした．境界条件を図-1 に，メッシュ分割を表-1 に示す．荷重条件は，図-1 に示すようにウェブ端部に 625kN・m の曲げ

表-2 解析ケース

モーメントを載荷させ，開口部に曲げが作用する状態とした．解析ケ
ースは表-2 に示し，上記の解析条件を基本ケースとして，メッシュ分
割の程度，桁高と開口部の比率，ウェブ板厚，開口角部の R 半径，開口部補強の有無を変更した 7 ケースとした．応力抽出ラインは，図-2に示す開口部中央や開口部端部に着目した 4 ラインとし，要素応力でミーゼス応力，主応力，直応力を抽出した．
３．解析結果と考察
３．１ 局部応力を含む応答の抽出について
局部応力を含む応答の抽出方法を検討するため，応答抽出ライン①の応答値を確認した(図-3)．開口部角部において，局部的な応力集中が見られ，開口部角部から50mm程度で応答が大きく変化している．梁図-2 応答抽出ライン理論より求めた公称応力とFEモデルの応答値がずれ始めるのは開口部
端部から300mm程度であり，この範囲が局部応力の影響範囲と考えられる．また，開口部周辺のミーゼス応力・主応力・直応力を比較すると，最大応力を示すミーゼス応力で応答を抽出してよいと考えられる．
３．２ 開口部中央断面の応力と公称応力の比較設計において桁の断面を決定する際，開口部の中央断面で断面欠損を考慮して設計する場合が多い．そこで，開口部中央断面の梁理論より求めた公称応力と応答抽出ライン②の応答値を比較した(図-4)．開口部の応力集中の影響範囲以外では公称応力と応答値がほぼ一致した．

図-3 応答抽出ライン①の各種応力

キーワード 鋼桁橋，FEA，応答照査法，応答抽出，応力集中部
連絡先〒541-0054

大阪市中央区南本町 4-5-7 東亜ビル内
20(一財)阪神高速道路技術センター

TEL 06-6244-6038

2. 2020 年度の発表論文

これは開口部が桁の中立軸近傍であり，一般部断面と開口部断面で剛性に差異が少なかったことが考えられる．開口部端部からウェブ
下(上)端を応力集中の影響範囲(概ね 300mm 程度)より離しておけば，
ウェブ縁応力(ミーゼス応力)の最大応力を断面設計で考慮する公称応力として評価することが有効と考えられる．
３．３ 開口部の局部応力(応力集中)の影響範囲について
開口部角部の高さ方向および桁軸方向に着目した応答抽出ライン③，④より，開口部の局部応力およびその影響範囲について分析した(図-5(a)(b))．図-5(a)より，公称応力からのずれが見られるのは，
ライン①同様に開口部から300mm程度までであり，ウェブ縁応力付近

図-4 応答抽出ライン②の各種応力ではほぼ一致している．図-5(b)より，ミーゼス応力を確認すると，桁軸方向では，開口部から300mm程度離れても公称応力からのずれが生じていた．
また，応力集中の影響範囲や程度の要因を分析するため，パラメ
ータスタディを実施した(表-2)．CASE2,3では，桁高やウェブ板厚を変更しており，FEモデルの応答値で直接に比較はできないため，各
解析ケースのミーゼス応力を公称応力で割り戻した値で応力集中の影響範囲および程度を比較した(図-6)．開口部で曲げを受ける場合，開口部の応力集中の影響範囲に大きな変化はなかった．但し，開口部にダブリング補強を施したCASE5では，補強効果により全体的に(a) 応答抽出ライン③の各種応力

応力が下がっているが，ダブリング端部では剛性変化位置による応
力集中が発生している．開口部角部の応力集中の程度は，メッシュが細かいほど，角部のR半径が小さいほど応力比が増加していた．また，桁高と開口部の比率やウェブ板厚の変化による影響はほとんど
なかった．
４．まとめ
本検討では，開口部を設けた FE モデルを作成し，応力集中の影響範囲および程度について検討した．得られた結果を以下にまとめる．
・開口部端部からウェブ下(上)端を応力集中の影響範囲(概ね 300mm程度)より離しておけば，ウェブ縁応力(ミーゼス応力)の最大応力を断面設計で考慮する公称応力として評価することが有効と考えられる．

(b) 応答抽出ライン④の各種応力
図-5 開口部の応力集中の影響範囲

・桁軸方向と高さ方向では応力集中の影響範囲に差異があった．
・応力集中の影響範囲や程度の要因を分析するため，パラメータス
タディを実施した結果，応力集中の影響範囲に変化はなかった．
・開口部角部の応力集中の程度は，メッシュが細かくなるほど，角部の R 半径が小さくなるほど応力比が増大し，桁高と開口部の比率やウェブの板厚の変化による影響はほとんどなかった．
参考文献
1) 赤松伸祐，青木康素：FEA を用いた鋼桁橋の応答照査法に関する検討，土木学会
第 74 回年次学術講演会，2019.9
2) 土木研究所資料：鋼桁橋の設計への FEM 解析の適用に関する研究，土木研究所資料第 4047 号，2007.4

図-6 応答抽出ライン③のミーゼス応力の比較
21

第38回建設マネジメント問題に関する研究発表・討論会講演集 2020年12月（27）

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2. 2020 年度の発表論文

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- 217 24

2. 2020 年度の発表論文

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- 219 26

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- 220 27

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2. 2020 年度の発表論文

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2. 2020 年度の発表論文

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- 225 32

阪神高速道路第 52 回技術研究発表会論文集

ビードき裂を有するＵリブ鋼床版に対するスタッド当て板工法の影響分析
赤松伸祐1・杉山直也1・八重垣諒太21(一財)阪神高速道路技術センター調査研究部
2 管理本部管理企画部保全技術課

要約
阪神高速ではＵリブ鋼床版のルート部から発生するビードき裂に対して，下面からの補修工法として「補修溶接」が規定されているが，本補修工法は施工時の振動に対する制限値が厳しく，施工時には交通規制が必要となる．これに対し，振動の影響を受けにくい工法として｢スタッド当て板工法｣が提案されているが，本工法を適用した際の周辺部への影響およびき裂の再発生リスクが明らかとなっていない．ここでは，Uリブ鋼床版ビードき裂にスタッドあて板補修を施した際の影響をFEAにより分析した結果を報告する．

キーワード: Uリブ鋼床版，ビードき裂，補修，スタッド当て板工法，FEA

１．はじめに
鋼床版はコンクリート系床版に比べ軽量であり，コンクリート養生期間がないことから施工期間を短縮できる点において有利である．特に縦リブを閉断
面リブであるUリブとした鋼床版は，ねじり抵抗を大きくすることができ，阪神高速では1980年代から多数採用されてきた．しかし，鋼床版は薄板を溶接で組み立てた構造であり，舗装を介しているものの車両荷重が直接作用するため，重交通路線を多く抱える阪神高速においては疲労損傷が数多く報告されている1)．
Uリブ鋼床版の疲労損傷は多岐にわたるが，代表的な損傷は図-1に示す通り，デッキプレートとUリ
ブの溶接ルート部から発生する疲労き裂であり，デッキプレートの板厚方向に進展するき裂（以下，「デッキき裂」という）と溶接ビード方向に進展す
るき裂（以下，「ビードき裂」という）の2種類に区分される．これらのき裂は鋼床版の床組機能を損ね，車両荷重の支持機能を低下させるだけでなく，舗装の損傷を誘発し，車両の走行にも影響を及ぼす恐れがある．そのため，これらの疲労損傷に対する補修・補強対策工法の確立，さらには交通規制による社会的損失を防ぐため，交通規制が不要な下面からの施工可能な対策工法が求められている．
このような背景に対し，阪神高速ではビードき裂への補修工法として，図-2 に示すように，スタッド当て板工法（以下，「本工法」という）が提案されている．本工法は，ビードき裂の先端を削り込ん

図-1 デッキプレートとUリブ溶接部の疲労き裂
シール材
バックアップ材

42

20 20

削り込み

き裂

5@150=750
830

40

40

(a) 側面図
シール材・バックアップ材
8
43 8

9

70 43

高力スタッドボルト
曲げ加工 r=45
高力ワンサイドボルト
MUTF24-20
補強板
PL 225×9×L(SM490A)(b) 断面図
図-2 スタッド当て板工法(単位:㎜)34

2. 2020 年度の発表論文

150
12

835

2500
835

150
：Uリブ
：ソリッド要素：シェル要素G1
U2U3

U2L U2R U2L U2R

640

U1

2380

U1

U1L U2R

550

2500
830
(当て板長)
315 200 315
(き裂長)

U2
640

874
850

U3

G2

550

12

横リブ

横リブ

横リブ

図-3 解析対象と使用要素だ上で当て板を取り付ける工法であり，当て板とデッキプレートの摩擦接合に高力スタッドを，当て板と U リブの摩擦接合には高力ワンサイドボルトを用いている．この当て板によりデッキおよび U リブの剛性が部分的に大きくなるが，それが周辺部に及ぼす影響，すなわち，U リブの片側を補修したときの対面側の溶接部や，橋軸方向に対して一定区間を補修したときの補修部と無補修部の境界の溶接部へ及ぼす影響が明らかとなっていない．さらに，補修後のき裂先端の削り込み部の応力性状については，詳細な検討がなされていない．
そこで本研究では，横リブ間のビードき裂に施した本工法を対象に，部分的な当て板が周辺部へ及ぼす影響，および補修部の応力性状を明らかにすることを目的にFEM解析を実施した．
図-4 着目溶接部の要素分割

２．解析条件(1) 解析対象と解析モデル
汎用有限要素解析ソフト DIANA Ver10.2 を用いて3 次元弾性解析を行った．解析対象は図-3 に示すよ
うに，U リブ 3 本と横リブ 3 本で構成される鋼床版とし，U リブ間隔を 640mm，横リブ間隔を 2500mmとした．デッキプレート厚は 12mm，U リブ厚は6mm，当て板厚は 9mm である．デッキプレートとU リブの溶接部の溶け込み深さは，ビードき裂が生じている鋼床版に合わせ U リブ板厚の 25%程度とした．なお，溶接部のフランク角や止端半径に着目したモデル化としていないが，安全側となるように止端形状をモデル化した．ビードき裂は横リブ中央に長さ 200mm とし，当て板にはき裂範囲外の両側にスタッドボルトおよびワンサイドボルトを 150mm
間隔で 2 列配置した．
解析モデルは，損傷発生前と補修後の応力状態をを比較するために，「健全モデル」と，ビードき裂・き裂先端の削り込みおよび当て板をモデル化した「補修モデル」とした．
使用要素は，図-3 に示すように，当て板周辺部
を 8 節点ソリッド要素，その他を 4 節点シェル要素

図-5 接触境界と節点結合の定義範囲2)

図-6 き裂先端の削り込み形状のモデル化

35を基本とした．溶接部は図-4 に示すように，応力集中が想定される溶接ルート部および溶接止端部の最小要素辺長を 0.25mm とした．
補修モデルにおけるボルトのモデル化は，図-5に示すように，接触圧が作用する範囲を節点結合による剛結，その他の接触面にはすべりおよび離間を考慮できる接触境界を設定し，接触境界の静止摩擦
係数は 0.4 とした 2)．また，き裂は界面要素を用いて模擬し，き裂先端部の削り込みは，現場での施工
状況や施工要領 3)を参考に，図-6 に示すようにできる限り忠実にモデル化した．境界条件は，主桁下フランジの 4 点を橋軸直角方向の回転と鉛直変位を拘束する単純支持とした．鋼材のヤング率は
200,000N/mm2，ポアソン比は 0.3 とした．

830
315

200

315

Ⅱ
Ⅰ

Ⅲ

(a) 橋軸方向
載荷範囲
200×200mm
U1R
U1

U2L

U3L

U2

160mm
Ａ

U2R

Ｂ

Ｄ

Ｃ

U3
Ｅ

Ｆ

Ｇ

i)シングルタイヤ(2) 荷重条件
荷 重 条 件 を 図 -7 に 示 す ． 橋 軸 方 向 は き 裂 中 心（Ⅰ），き裂先端（Ⅱ），当て板端部（Ⅲ）とし，
橋軸直角方向はU2Lラインに対してシングルタイヤと車輪間隔が120mmのダブルタイヤを160mm間隔で移動させた．載荷範囲は200mm×200mmとし，1カ所あたり50kNを等分布荷重で与えた．

載荷範囲
200×200mm
U1R
U1

U2L
160mm

U2R

U3L

U2

U3

Ａ' Ｂ' Ｃ' Ｄ' Ｅ' Ｆ' Ｇ'ⅱ)ダブルタイヤ(b) 橋軸直角方向
図-7 荷重載荷位置

３．解析結果と考察(1) 当て板端部における溶接部の影響
図-8に評価に用いる溶接部の着目要素および応力を示す．着目要素はき裂の起点となるDRおよびURとし，応力はき裂の進展方向に対してほぼ直角な応力成分であるσxおよびσyとした．荷重ケースは橋軸方向をⅡとし，橋軸直角方向を当て板端部の溶接部においてDRおよびURの応答が最大となるCおよびC’とした．
図-9にU2LラインのDRおよびURの応答を示す．
どちらの荷重状態においても，当て板部と無補修部の境界(x=415mm)に応力集中や応力の段差は見られなかった．これは当て板の剛性がデッキとUリブの剛性に比べて小さく，当て板の有無が溶接部の応力性状に影響を及ぼさなかったためと考えられる．このことから，部分的な当て板が剛性変化位置の溶接部に及ぼす影響は小さいといえる．

図-8 溶接部の着目要素と応力

着目要素の応力[N/mm2]

500(2) 当て板対面部における溶接部への影響
当て板対面の溶接部の評価では，き裂中心位置における当て板対面の溶接部(U2R)に着目し，健全モ
デルと補修モデルの応答を比較した．荷重ケースは橋軸方向をⅠとし，橋軸直角方向を着目溶接部においてURおよびDRの応答が最大となるEおよびE’とした．
これらの荷重ケースのき裂中央断面におけるUR
およびDRの応答を図-10(a)(b)に示す．ピーク応力
は シ ン グ ル タ イ ヤ 直 上 載 荷 (E) の 健 全 モ デ ル で 280kN/mm2，補修モデルで-291kN/mm2となり，ダブ
ルタイヤ跨ぎ載荷(E’)の健全モデルで-438kN/mm2，300

剛性変化位置100-100 0

100

200

300

400

500

-300
-500
-700

DR（σx）UR（σｙ）

き裂中心からの距離[mm]図-9 U2LラインのDRおよびURの応答補修モデルで-451kN/mm2 となった．どちらの載荷状態においても補修モデルの方が大きくなる傾向がみられたが，その値は5%以下であった．また，ダブルタイヤ載荷時は， U2L付近で溶接と当て板の応36

2. 2020 年度の発表論文

力伝達機構の違いにより応力の発生状況が異なるもののU2のリブ中央では同じ挙動となっており，部
分的な当て板が対面の溶接部に及ぼす影響は小さいといえる．
(3) き裂先端の削込み部の応力性状
ここでは，補修モデルにおける当て板内のき裂先
端の削込み部に着目した．図-11にき裂先端部(Ⅱ)にシングルタイヤを直上載荷(C)した場合の削込み
先端部のミーゼス応力コンターを示す．図-11より，
ルート部Uリブ側のエッジ部分では，SM490材の降伏強度をはるかに超える高い応力集中が確認できた．
図-12に，削込み先端部から橋軸方向に5mm離れた横断ラインにおけるURおよびDRを示す．ここでは健全モデルと補修モデルに加え，当て板の有無による影響を分析するために，削込みのみを施した「削込みモデル」の応答を示した．図-12より，DR
はURともに，健全モデルに比べ，補修モデルおよび削り込みモデルの応答が大きくなる傾向がみられた．各モデルの差が大きいURのピーク値に着目す
ると，健全モデルが-267kN/mm2 であるのに対し，補修モデルが-1026kN/mm2 と約4倍，削込みモデル
が-1580kN/mm2 と約6倍であった．削込みモデルより補修モデルの方がピーク値が小さく，当て板の効
果がみられるものの，健全モデルよりどちらも多きな応力が発生していることからき裂再発生のリスクがあると考えられる．ただし，このピーク値は削り込み部のモデル形状やメッシュサイズによって増減し，一概に値の比較によってき裂の再発生リスクを考察できないことから，定点載荷試験によって疲労耐久性への影響を検証する必要がある．

(a) シングルタイヤの直上載荷（橋軸:Ⅰ,直角:E）(b) ダブルタイヤの跨ぎ載荷（橋軸:Ⅰ,直角:E’）
図-10 き裂中央断面のDRおよびURの応答

４．まとめ
横リブ間に設置されたスタッド当て板工法の部分
的な当て板が周辺部位に及ぼす影響およびき裂先端の削り込み部の応力性状ををFEM解析により検討した．この結果，本工法が当て板端部の剛性変化位置
や当て板対面の溶接部に及ぼす影響は小さいことが確認された．また， 削込み先端部では当て板の効
果は確認できるものの高い応力集中がみられ，き裂
再発生の可能性があると考えられる．
今後は，き裂先端部で見られた高い応力集中が疲
労耐久性へ及ぼす影響を定点載荷疲労試験によって検証する必要がある．

図-11 削り込み先端部のミーゼス応力コンター（橋軸:Ⅱ,直角:C）

参考文献
1) 阪神高速道路株式会社：阪神高速道路における鋼橋の疲労対策，平成24年3月
2) 森下弘大，山口隆司，八ツ元仁，田畑晶子：Uリブ鋼
床版下面補強工法の補強範囲に関する解析的検討，構造工学論文集Vol.64A，2018.3
3) 阪神高速道路株式会社：鋼床版疲労き裂応急処置施工要領(案)，平成24年10月

図-12 き裂先端断面のDRおよびURの応答（橋軸:Ⅱ,直角:C）37

阪神高速道路第 52 回技術研究発表会論文集

FEAを用いた鋼部材の応答抽出法に関する検討杉山直也1・赤松伸祐1・青木康素2
1(一財)阪神高速道路技術センター
2 技術部技術推進室

調査研究部

要約
有限要素法解析（Finite Element Analysis：以下，FEA）を用いた設計及び耐荷力照査法の提案に向けて，
鋼I桁多主桁橋を対象とした格子解析とFEAを実施し，鋼部材の応答抽出に関する基礎的な検討を行っている1)2)．橋梁部材の新設設計や補修設計において，応力や変位などをFEAを用いて評価する場合に，その応答の取り出し方と取り出した応答値と比較する抵抗値が必要となる．本検討では，既報1)に続き，鋼桁で水平補剛材有無の影響評価と，支承直上で応力評価する場合の留意点について検討し，さらに応力集中部の事例として，主部材に排水管やマンホール等の開口を設けた場合の開口部に着目し，局部応力の影響範囲や公称応力と比較し，将来的に公称応力と許容値との関係で照査できる応力の抽出法の検討を行った．

キーワード: 鋼部材，FEA，応答照査法，応答抽出，応力集中部

１．はじめに④ 抵抗値の設定方法：公称応力ベースの許容値 3)と比較することの是非，適切な補正方法の有無

耐荷性能の確保における部材照査の流れを図-1に示す．FEAを用いてこの照査をする場合，モデル化の方法や応答の抽出は，解析技術者の判断に依るところが多い．また，応答値と比較する許容値についても，FEAでの応答値に対してそのまま用いることができるか不明であり，応答の抽出と同様に整理が必要である．このことから，FEAを用いて部材の耐荷性能を照査する場合は，少なくとも以下の項目を整理する必要があると考えられる．
① 解析モデルの再現性：要素分割，境界条件など② 作用力のモデル化：作用力の入力方法③ 作用応答の抽出方法：板厚・板幅方向応力，応力集中の取り扱い

モデル化の方法①解析モデルの再現性（要素分割・境界条件の適切さ，↓本検討
初期不正の考慮有無など）④公称応力（公称断面力）ベースの許容値と比較することの是非，適切な補正処理有無③作用応答の抽出方法（板厚・板幅方向応力，応力集中の取扱いなど）②作用力（力学モデル）の入力方法

図-1 耐荷性能の確保における部材照査の流れ

図-2 FEAでの応力評価において考慮する事項

38

上部工・
下部工の
性能・限界状態

許容値（部材・部位）

応答値（部材・部位）

応答値の抽出

作用力のモデル化（
荷重・組み合わせ）解析（収束計算）

構造モデル・
離散化

設計対象の置かれる作用環境・架橋条件

解析条件設定

設計対象
部材）
（
上部・
下部 or

線形・非線形
構成則･境界条件

照査方法

2. 2020 年度の発表論文

既報1)では，③の作用応答の抽出方法に着目し，図2に示すように，FEAで耐荷性能を照査する際に必要と考えられる事項をまとめ，主桁断面内の応答抽出法・内乱要因の取扱い・応答抽出方法の違いの影
響の3つのカテゴリーに分けて整理している．図-2の下線部は既報 1)で実施済みであり，箱で囲った箇所を本検討で実施した．鋼桁の水平補剛材有無の影
響と支承拘束による影響評価は，既報 1)で作成したFEモデルと格子モデルを使用し，それらのモデルから抽出した応答を比較して，着目した項目の影響を評価した．また、応力集中部の応答抽出について，開口を設けた桁のFEモデルを用いて検討を行った．

２．鋼多主鈑桁橋のFEモデルでの検討(1) 対象橋梁とFEモデル
対象とする橋梁は，既報 1)と同じものとし，土木研究所で FE モデル化手法に用いた橋梁とした 2)．
解 析 ソ ル バ ー は ， Femap with NX NASTRAN
ver12.0.1 を用い，検討に使用する FE モデルの要素
種類や分割数等は，文献 2)で提案されている主桁設計を対象としたモデル化手法を参考とした．本検討では，付加材がある場合の部材断面の応力分布への
T4

P2

P3

G1
G2
G3
G4

T3

T2

応力抽出断面T1

A2

載 荷 CASE3

41500

5300 5500 5300 5500 5300 5500 5300
1500
38000

1730 6900
1900

支間中央載荷影響に着目した例として，桁に水平補剛材がある場
合の応力分布への影響について，また，荷重集中点での評価例として，支承直上の桁ウェブでの応力分布について検討した．
(2)応答値の分析
1)水平補剛材の影響分析
水平補剛材有無の違いについて，支間中央載荷時の横桁(C15)取付け部から 1m 離れた主桁断面に着目し(図-3(a))，ウェブの直応力を節点応力で抽出した(図-3(b))が，明確な差は認められない結果となった．図-4 に応力コンターを示すが，水平補剛材に応力が流れ，幅方向に自由端にかけて応答が小さくなっていることから，適切にモデル化ができていると考えられる．また，溶接部はモデル化していないこと，水平補剛材との取り合い部のウェブのメッシュサイズは幅 250mm×高さ 350mm と比較的ラフにモデル化しており，応力集中は生じていない結果となった．詳細な応力集中の把握を必要としない
場合の桁のモデル化では，水平補剛材の影響は考慮せずにウェブの応答を取り出してよいと考えられる．
2)支承拘束の影響分析
中間支点の支承直上のウェブについて，図-5に節点での直応力，せん断応力，最大・最小主応力，ミーゼス応力，初等梁理論で合成桁仮定での計算値を示す．図-6にミーゼス応力を例として応力コンターを示す．応力分布は，コンクリート床版との合成断面での中立軸位置になる上フランジ付近を頂点として三角形形状となっている．また，ミーゼス応力の中間支点上載荷

T4

T3

T2

T1

(a)載荷状態と応答抽出位置
ウェブ応力抽出位置

P2

P3

A2

1730

載荷CASE4
5300 5500 5300 27505300 5500 5300
2750
41500
38000

(a)載荷状態と応答抽出位置
上フランジ

（mm）

2000
1600

σx

σy

σmax

σmin

τxy
梁理論

σvm

1200
800

(b) G4桁ウェブの直応力の分布
図-3 水平補剛材の有無によるウェブの直応力

400

下フランジ

0
-40.0

-20.0

0.0

20.0

40.0
応力度(N/mm2)(b) G4桁ウェブの直応力
図-5 支承拘束によるウェブ直応力

図-4 水平補剛材周辺の応力コンター(直応力)図-6 支承拘束によるウェブのコンター図

39

1900

6900

G1
G2
G3
G4

最大値（21.3N/mm2 ）は梁理論計算値（19.0N/mm2 ）より10％程度大きい結果であった．図-5での応力分
布は，図-6での応力コンターを確認し，応答が最大となる支承拘束端の断面で取り出しており，支承直
上には垂直補剛材が設けられる場合が多いことを考慮すると，取り出す位置に留意が必要である．

３．開口部の応力集中に関する検討
図-7 端部曲げモーメント FEモデル

開口部を設けた桁の部分モデルを用いて，開口部の応力集中の影響範囲や程度，初等梁理論により計算した公称応力とFEAの応答値を比較し，公称応力ベースの許容値と比較することのできる応力抽出法の検討を行った．
(1) 部分モデルの解析条件
汎用有限要素解析ソフトMSC Nastran 2018.1を用いて3次元弾性解析を行った．解析モデルは，図-7，8に示す上下フランジと開口を有するウェブからな
る桁モデルとした．断面は，上下フランジ480×24，
ウェブ2300×11とした．開口部形状は阪神高速道路
でのマンホールの標準構造に倣い，600×600とし，
角部はR100とした．3節点 (開口部付近)および4節点
シェル要素でモデル化し，材料定数は弾性係数を2.0×105，ポアソン比を0.30とした．境界条件を図-7，
8に，メッシュ分割を表-1に示す．荷重条件は支間中央に1000kNの集中荷重を載荷した時と同様の曲げが開口部中央に作用するように，ウェブ端部に625kN・mの曲げモーメントを載荷させ，開口部に曲げが作用する状態とした場合(図-7)と桁端部に強制変位1mmを載荷し，開口部にせん断力が作用する状態(図-8)の2ケースとした．解析ケースは表-2に示し，上記の解析条件を基本ケース(CASE0)として，メッシュ分割の程度，桁高，ウェブ板厚，開口形状の変更と開口部補強の有無の7ケースとした．開口部補強は，図-9に示すとおり，ウェブと同材質・同板厚の当て板補強とした．応力抽出ラインは，図10に示す開口部中央や開口部端部に着目した4ラインとし，要素応力でミーゼス応力，主応力，直応力を抽出した．
(2) 基本ケースの応答値の分析
1)局部応力を含む応答の抽出について
局部応力を含む応答の抽出方法について，応答抽
出ライン①の応答値を確認した．曲げを受ける開口部角部において，局部的な応力集中が見られ，開口部角部から50mm程度で急激に応答が変化している(図-11)．また，公称応力と応答値がずれ始めるのは開口部端部から300mm程度であるため，この範囲
が局部応力の影響範囲と考えられる．ミーゼス応力
は断面設計時(ウェブ縁応力)の最大応答が抽出できる可能性があり，また鋼部材の耐荷性能照査の特性
値3)はほとんどが降伏応力ベースであることから，
ミーゼス応力での評価が妥当と考えられる．

図-8 せん断変形 FEモデル
表-1 メッシュ分割

表-2 解析ケース

図-9 開口補強のモデル化(当て板補強)

図-10 応答抽出ライン

40

2. 2020 年度の発表論文

図-11 曲げ作用 応答抽出ライン① 応力分布

図-12 せん断力作用 応答抽出ライン① 応力分布

図-13 曲げ作用 応答抽出ライン② 応力分布

図-14 せん断力作用 応答抽出ライン② 応力分布

せん断力を受けた開口部でも局部的な応力集中の範囲は50mm程度であった(図-12)．また，公称応力とFEAの応答値がずれ始めるのは開口部端部から300mm程度と曲げの結果と同様であった．以上より，局部応力を含む応答を抽出する際，応力集中の影響範囲(概ね300mm程度)を除いたミーゼス応力の最大応力を抽出してよいと考えられる．但し，圧縮・引張の応力状態の違いは，ミーゼス応力では評価できないため，直応力や主応力等のコンター図を確認する必要がある．
2)開口部中心の応力と梁計算の比較について設計において桁の断面を決定する際，開口部の中央断面で断面欠損を考慮して設計する場合が多い．
そこで，開口部中央断面の公称応力とFEAの応答値を比較した．開口部の応力集中の影響範囲以外では公称応力とFEAの応答値がほぼ一致した(図-13)．
これは開口部が桁の中立軸近傍にあり，一般部断面と開口部断面で剛性に差異が少なかったことが考えられる．
そこで，開口部を偏芯させた場合の応力集中の影
響を確認するため，図-15に示すとおり，開口幅
600×600に対して，下側へ550mmだけ開口幅を拡幅し，ウェブ端部に曲げモーメントを載荷した解析を実施した．図-16に開口部下端のミーゼス応力コン
ターを，図-17にウェブ下端のミーゼス応力，直応
力分布を示す．開口部下端で応力の乱れが生じ，ウェブ縁応力は開口部外側で最大応力となった．従って，ウェブの縁応力(ミーゼス応力)の最大応力を断面設計で考慮する公称応力として評価することが有

図-15 開口を偏芯させたモデル図

図-16 開口部下端のミーゼス応力

図-17 ウェブ下端の応力分布41図-20 せん断力作用 応答抽出ライン③ 応力分布

図-18 曲げ作用 応答抽出ライン③ 応力分布

図-21 せん断力作用 応答抽出ライン④ 応力分布

図-19 曲げ作用 応答抽出ライン④ 応力分布

るのは，開口端部から600～700mm程度であった．

効と考えられる．
せん断力が開口部に作用する場合，図-14より，σx，σyともにFEAでの応答値は小さく，公称応力と乖離があった．開口部にせん断力を受ける場合，主応力やミーゼス応力で評価する場合，梁計算での公称応力より大きくなる可能性がある．
3)開口部の局部応力(応力集中)の影響範囲について
開口部角部の桁軸方向および高さ方向に着目した応答抽出ライン③，④より，開口部の局部応力の影
響範囲や程度について分析した．開口部に曲げが作用する場合，図-18より，公称応力からのずれが見られるのは，開口部端部から300mm程度までで，ウェブ縁応力付近ではほぼ一致している．桁軸方向において図-19より，ミーゼス応力では，開口部から300mm離れても公称応力からのずれが生じていた．
開口部にせん断力が作用する場合，図-20よりσxで は 公 称 応 力 と ず れ 始 め る の は 開 口 部 端 部 から300mm程度のため曲げの結果と同様であった．σyでは開口部角部の応力集中の影響範囲が大きく，公称
応力との乖離が顕著であった．これは，梁理論で求めるせん断応力はせん断力をウェブ断面積で一律に除した平均値であり，せん断遅れ等の影響を考慮できていないことが考えられる．桁軸方向において図-21では，σxを確認すると，公称応力とずれが生じ(3) 応力集中の影響分析（パラメータスタディ）
応力集中の影響範囲や程度を確認するため，表-2に示すCASE1～5のパラメータスタディを実施し，基本ケースと比較し，影響を与える要因を分析した．
基本ケースとCASE1～5において，応答抽出ライン③，④の曲げ作用では前述のとおり公称応力として評価のできるミーゼス応力を，せん断力作用では応
力集中の影響範囲を評価できたσxを抽出し，応答値を比較した．CASE2,3では桁高やウェブ板厚が変わるため，解析から得られた応答値を直接数値の大小で比較することは適切ではない．そのため，応答値を公称応力で割った値で比較した(図22～25)．開口部で曲げが作用する場合，開口部の応力集中の影響
範囲に大きな変化はなかった．但し，当て板補強では，補強効果により全体的に応力が下がっているが，桁方向の当て板端部では剛性変化位置による応力集中が発生していた．開口部角部の応力集中の程度は，メッシュが細かいほど，角部のR半径が小さいほど応力比が増加していた．また，桁高と開口部の比率
やウェブ板厚の変化による影響はほとんどなかった．
開口部でせん断力が作用する場合，開口部の応力集
中の影響範囲に大きな変化はなかった．応力集中の42

2. 2020 年度の発表論文

図-22 曲げ作用 応答抽出ライン③ 応力比較

図-24 せん断力作用 応答抽出ライン③ 応力比較

図-23 曲げ作用 応答抽出ライン④ 応力比較

図-25 せん断力作用 応答抽出ライン④ 応力比較

5) 開口部を設けた桁の設計では，開口部の局部応力の影響範囲を確認した上で，ウェブの縁応力(ミーゼス応力)の最大応力を抽出するとよい．
6)応力集中の影響範囲や程度を把握するため，パラメータスタディを実施し，影響を与える要因を分析した結果，どの解析ケースでも応力集中の影
響範囲に変化はなかった．
7)開口部に曲げが作用する場合，開口部角部の応力集中の程度は，メッシュが細かいほど，角部のR半径が小さいほど応力比が増加した．また，桁高と開口部の比率やウェブ板厚の変化による影響はほとんどなかった．
8)開口部にせん断力が作用する場合，開口部角部の応力集中の程度は，桁高に占める開口部の比率が小さいほど，メッシュが細かいほど，開口部角部のR半径が小さいほど応力比が増加した．
参考文献

程度は，桁高に占める開口部の比率が小さいほど，
メッシュが細かいほど，角部のR半径が小さいほど応力比が増加する傾向となった．

４．まとめ
今回の検討で明らかとなった事項を以下に示す．
1) 主桁に関する断面設計を想定したメッシュ分割では，照査応力を取り出す場合には，水平補剛材の影響は考慮しなくてもよい結果であった．
2) 支承直上に補剛材が配置されている場合には，応力状態を応力コンターから確認したうえで，照査
応力を評価する断面を決定した方がよい．
3) 開口部に曲げを受ける場合，ミーゼス応力を抽出することで公称応力を評価できると考えられる．
但し，圧縮・引張の応力状態の違いはミーゼス応
力では判断できないため，直応力や主応力等での確認が必要である．
4)開口部にせん断力を受ける場合，主応力やミーゼ
ス応力で評価する場合，梁計算での公称応力より大きくなる可能性がある．但し，公称応力の算出
方法については議論の余地がある．

1) 赤松伸祐，青木康素：FEAを用いた鋼桁橋の応答照査法に関する検討，阪神高速道路第51回技術研究発表会論文集，2019.6
2) 土木研究所資料：鋼桁橋の設計へのFEM解析の適用に関する研究，土木研究所資料第4047号，2007.4
3) 日本道路協会：道路橋示方書・同解説，Ⅰ共通編・Ⅱ
鋼橋・鋼部材編， 2017.11

43

2-2. 基 礎
 第23回橋梁等の耐震設計シンポジウム

 講演論文集（2021年1月）

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2. 2020 年度の発表論文

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2-3. 耐 震

令和 2 年度土木学会全国大会第 75 回年次学術講演会

橋 梁 上 に 設 置 し た T V 支柱の耐荷力評価に関する実験的検討（一財）阪神高速道路技術センター

正会員

阪神高速道路株式会社

○宇野津

正会員

伊佐

哲哉，杉山

直也

政晃, 青木康素

１．はじめに1995 年兵庫県南部地震では，阪神高速道路の橋脚の倒壊や上部構造の落橋などの致命的な被害が生じたが，TV 支柱についてもアンカーボルトの破断により倒壊する被害が生じた 1）．高架橋上の TV 支柱の被害は，高架橋との共振により振動が増幅された可能性がある．TV 支柱が被災することによって車両の通行が阻害される
ことや被災後の道路上の状況を正確に撮影することが困難となる可能性があり，その耐震性を評価し必要に応じて構造改良を図ることが重要である．そこで，現状一般的に採用している構造の模型供試体に静的正負交番
載荷試験を実施し，その破壊順序，破壊形態及び非線形特性を把握した．また，実験による部材の破壊順序を
FEA により評価した．
２．載荷試験概要
阪神高速道路では，TV 支柱は高さ 12m 程度を標準としているが，実験では高さ 2.3m 程度までの供試体を製作し，ベースプレートから高さ 2.0m の位置を載荷点として，正負交番載荷試験を行った．試験体略図を図-1に示す．繰り返し載荷回数は 3 回を基本とした．試験は，鉛直ジャッキにて TV 支柱の自重に相当する鉛直荷重（23.1kN）を常時作用させながら水平ジャッキにて水平力を与えた．水平ジャッキの制御方法は変位制御とし，試験体上部に治具を接続して載荷させた．支柱部は直径φ406.4mm，板厚 t=19mm の鋼管，ベースプレート
は t=25mm の板材で構成しており，D25 のアンカーボルト 8 本でコンクリート基礎に固定した．コンクリート
基礎部は RC 橋脚天端を模擬して設計基準強度 27N/mm2 のコンクリートブロックとした．
３．載荷試験結果とその評価
支柱，ベースプレート，リブ，アンカーボルトにおいて，図-1 に示す位置で部材軸方向のひずみを計測した．アンカーボルトについては，ベースプレートの変形に伴って伸びることを想定し，鉛直変位を計測した．
荷重と載荷点における水平変位の関係の実験結果を図-2 に示す．4.0mm でアンカーボルト①の頂部が降伏ひずみに達したため 1δy を 4.0mm とした．2δy 載荷時にはベースプレートが変形し，アンカーボルト①頂部はベースプレートに引張り上げられ一時的に 1.0mm 伸びた．このとき，両端のアンカーボルト②③の頂部でも荷重を負担して降伏ひずみに達した．5δy 載荷時にベースプレートが降伏ひずみに達し，9δy 載荷途中の水平変位 35mm 時点でアンカーボルト①が 11mm 程度伸びたところで破断し，最大荷重 191kN から荷重が急激に低下した．ただし，その他のアンカーボルトに荷重分散され，全体系としては倒壊に至るような致命的な破壊には至ベースプレート

アンカーボルト

図-1 試験体概要と実験状況

図-2 荷重-変位関係

キーワード

TV 支柱，静的正負交番載荷試験，FEA，耐荷力評価

連絡先〒541-0054

大阪市中央区南本町４丁目５番７号東亜ビル内
56

ＴＥＬ06-6244-6048

2. 2020 年度の発表論文っておらず，抵抗荷重もその後微増ではあるが増加した．10δy 以降は正側への強制変位を単調増加させて載荷し，最終的に 25δy（100mm）まで載荷した時点でアンカーボルト③とその隣のアンカーボルト④が同時に破断し，大幅な耐力低下が生じ実験を終了した．支柱は最終荷重においても降伏ひずみに至らなかった．耐荷力評価としては，アンカーボルト①の頂部の破断で最大荷重は落ちるものの，他のアンカーボルトに分散されるため全体系としては粘り強いといえる．
４．実験と解析の比較
解析は複合非線形解析とし解析プログラムに DIANA2)を用いた．FE モデルを図-3 に示す．ベースプレート，
ワッシャー，ナット，アンカーボルト，コンクリート基礎を非線形ソリッド要素，支柱，リブは非線形シェル
要素，コンクリート基礎内の鉄筋は非線形埋め込み鉄筋要素とした．コンクリートの応力ひずみ関係は, 圧縮
軟化モデルおよび引張軟化モデルを組み合わせたものとし 3)，ひび割れモデルには分散ひびわれモデルを用いた 2)．鉄筋および鋼材の応力ひずみ関係は，降伏応力度を折れ点としたバイリニアでモデル化し，二次勾配は解析計算の安定性に配慮して初期剛性の 1/100 とした．各部位の材料特性値には実強度を用いた．ベースプレートとコンクリート基礎の接触要素は，圧縮力には抵抗するが引張力には抵抗しないインターフェイス要素を用いた．外力は，一様に鋼管上部に死荷重を作用させながら水平変位を漸増載荷するプッシュオーバーとした．
図-4 に実験と解析の載荷点位置における荷重-水平変位関係を示す．弾性挙動範囲である 1δy（アンカーボ
ルト①が降伏ひずみに達する）までの水平荷重と水平変位の関係はよく再現できている．一方で，アンカーボ
ルト①の降伏後（図-5），実験では解析と比較して剛性低下が見られた．ここで，図-4 に記載したアンカーボ
ルト①伸び量と水平変位の関係から 2δy まではアンカーボルト①の伸び量を解析で再現できているが，それ以降の伸び量の急増は再現できていない．この要因として，解析ではポアソン効果によるアンカーボルトの細りを反映できていないことが推察される．次に，損傷イベントの比較であるが，水平変位 4mm で実験結果と同様アンカーボルト①が降伏強度に達する結果となった．なお，実験後基礎コンクリートを切断し破断アンカー
ボルトを目視確認したが，アンカーボルトとコンクリートの付着切れもなく，ねじ切り部で変形が卓越していたことが分かった．
５．おわりにTV 支柱の実験結果より，先にアンカーボルト①が降伏強度に達した．アンカーボルト①が破断後，その他のボルトに荷重分担し倒壊に至る破壊は生じないが，その後単調載荷するとアンカー③④が破断し荷重が急激に低下する結果となった．履歴形状はスリップ型の形状であり，非線形挙動は，支柱が降伏していないことか
ら鋼製支柱本体の塑性化よりもアンカーボルトの塑性化が主体となっており，全体的に粘り強い構造であることが分かった．
載荷方向

ｱﾝｶｰﾎﾞﾙﾄ①

ねじ切り
部降伏

図-3 モデル概要

図-4 実験と解析の荷重-変位関係

図-5 応力コンター図（アンカー①降伏時）

参考文献 1)) 阪神高速道路公団：大震災を乗り越えて－震災復旧工事誌－，1997，2)
Release 10.2，3) 土木学会，2017 年制定コンクリート標準示方書[設計編]57

DIANA User’s

ManualCS10-68

令和2 年度土木学会全国大会第75 回年次学術講演会

広域道路ネットワーク地震被害シミュレーションの耐震補強対策への活用に向けた検討(一財)阪神高速道路技術センター

正会員

○服部匡洋

非会員

大石秀雄

(株)地震工学研究開発センター

正会員

中村真貴

正会員

馬越一也

阪神高速道路(株)

正会員

伊佐政晃

正会員

茂呂拓実

正会員

金治英貞

１．検討目的阪神高速道路では，今後発生が予想される巨大地震に備えるため，広域道路ネットワークの地震被害シミュレーションに関する研究を進めている 1)．これまでは阪神高速道路湾岸線や神戸線をはじめとする一部路線の解析モデ
ルを構築し，1995 年兵庫県南部地震の再現シミュレーションによる精度検証や様々な震源域を想定した地震被害シ
ミュレーションによる下部構造の被災度評価について検討した．平成 31 年度には，阪神高速道路全路線の解析モデ
ルの構築が完了しており，本検討はこの全路線モデルを用いた地震被害シミュレーションの解析結果に基づき，阪神高速道路の耐震対策へ反映することを念頭に検討したものである．
２．解析手法・解析モデル
広域道路ネットワークの地震応答シミュレーションは，図-1 に示
す通り STEP 1：震源域から工学的基盤までの深層地盤応答解析，STEP

STEP3：構造物応答解析

2：工学的基盤から地表面までの表層地盤応答解析，STEP 3：構造物の基礎から上部構造までの構造物応答解析の 3 段階で実施する．それ

STEP2：表層地盤応答解析

ぞれの地震応答解析において，順次，解析結果を受け渡すことにより，
道路ネットワーク上の各構造物の応答や損傷を評価する．現段階での解析手法を表-1 に，構造物応答解析における解析モデルの一例を図-2に示す．各 STEP における解析手法や解析モデルの構築方法について

STEP1：深層地盤応答解析

図-1

地震被害シミュレーションの方法

は複数の方法が考えられ，その方法毎に精度のレベルが異なる．今後
順次解析手法，解析モデルの精度レベルを向上させていく．
STEP1 は工学的基盤波の長周期成分を剛性マトリックス法，短周期成分を統計的グリーン関数法により求めた波形を合成する広帯域
ハイブリッド法 2)を適用した．また，STEP2 では YUSAYUSA を用いた 1 次元全応力解析，STEP3 では SeanFEM3)を使用した 3 次元非線形
動的解析を実施した．また，STEP3 の構造物応答解析では，表-2 に
図-2示す方法で各部材をモデル化した．

解析モデル一例

表-1 解析手法

３．地震時振動特性の評価
全路線モデルを用いて固有値解析を実施し，橋梁ごとの固有周期を算出することは可能であるが，橋梁ごとに主要モードが先行して抽出

構造物
応答解析

各基礎位置へそれぞれの波形を入力する地動解析

表層地盤
応答解析

逐次非線形解析(YUSAYUSA等)
・大ひずみでも適用可能(ただし，全応力解析では液状化は考慮できない)
・周波数特性の考慮が複雑

深層地盤
応答解析

ハイブリッド法（統計的グリーン関数法＋剛性マトリクス法）
・短周期成分の計算が容易な統計的グリーン関数法と，長周期成分が考慮できる剛性マトリクス法を合成させる．

されるわけではなく，橋梁単位の主要モード選定は多くの時間が必要になる．そこで，本検討では正弦波を入力した地震応答解析を行うことにより，効率的な固有周期の算出を試みた．入力した正弦波を図-3に示す．図-3 に示すように，最大加速度は 100 gal としたある周期の正弦波を全体 X 方向(南北)に，同一周期で半波長ずらした正弦波を全体 Y 方向(東西）に 2 方向同時入力した解析を行い，このときの橋脚
天端または上部構造の最大応答変位を抽出する．これを周期 0.05 s

表-2
上部構造

構造物応答解析でのモデル化
線形梁モデル

支承

鋼製支承：固定・可動の支持条件
分散ゴム，免震支承：グルーピングした等価剛性

橋脚

ファイバーモデル(グルーピング)

基礎ばね
基礎-地盤系

S-Rモデル直近のボーリング位置と同じ値をそのまま使う

キーワード：広域道路ネットワーク，地震被害シミュレーション，被災度判定，固有周期
連絡先：〒541-0054 大阪市中央区南本町 4-5-7 東亜ビル内 TEL06-6244-6039© Japan Society of Civil Engineers- CS10-68 -58

2. 2020 年度の発表論文

CS10-68

令和2 年度土木学会全国大会第75 回年次学術講演会から 8.0 s まで 0.05 s 刻みで実施し，最大変位が生じた周期をその橋梁の固有周期とした．図-4 に固有周期抽出の一例を示す．
全路線の下部構造の固有周期分布を図-5，図-6 に示す．下部構造の多くが固有周期 0.3 秒以下であることがわかる．このような固有周期分布を得ることは，橋面上または橋脚上に設置

150

Acc. YNS

50

(gal)

でき，付属構造物の耐震補強対策の優先順位付けに有用であると考える．

Acc. XEW

100

された照明柱などの付属構造物との共振影響を容易に確認することが

0
-50
-100

４．想定地震動を用いた地震時の被災度推定

-150

0

0.2

0.4

図-3

本検討では，内陸直下型地震である上町断層帯地震(破壊シナリオの

0.6

0.8

固有周期と判定

異なる 2 ケース)，有馬-高槻断層帯地震，1995 年兵庫県南部地震の再現

1

1.2

1.4

1.6

1.8

2

(s)

固有周期作成のための入力波形
湾岸線

0.04

0.035

地震動と，海溝型地震動である南海トラフ地震の計 5 ケースの想定地震

0.03

動を作成し ，地震被害シミュレーションを実施した．
想定地震動により得られた支承部に生じる段差量分布を図-7 に示す．

最大変 位 (m )

0.025

1)

上部構造毎，
下部構造毎

0.02

0.015

0.01

支承部の段差量は，解析より得られた支承反力が実験結果に基づき算出

0.005

0

した支承耐力を上回った場合に，鋼製支承は支承高さの 1/2，ゴム支承

0

1.5

2

2.5

3

3.5

4

2301

2000

1500

基数

1230

1000

500

332

386
119

42

94

75

65

74 114

89

78

77

44

0

５．まとめ

20

4

10

16

29

20

17

4

2

湾岸線

図-5

A-1 神戸線

A-2 東大阪線

A-3 北神戸線

B地域

固有周期分布(ヒストグラム)

補強対策への活用の一例について示した．なお，本検討は研究段階であり，引き続き精度検証及びモデル精度向上を図っていく．
参考文献
1) 服部ら：広域道路ネットワークを対象とした地震被害シミュレーションの精度検証と被災度評価，第 39 回地震工学研究発表会，2019.
2) 原田隆典，王宏沢：剛性マトリックスによる水平成層地盤の波動解析，地震第 2 輯，Vol.57，No.3，日本地震学会，pp.387-392，2005．
3) 株式会社耐震解析研究所:SeanFEM ver.1.22 理論マニュアルと検証，2007.

上町断層帯(南側ケース)

上町断層帯(北側ケース)

周期範囲
～0.2
0.2～0.5
0.5～

図-6 固有周期分布(3D マップ)有馬-高槻断層帯

走行性の判定ランクと段差量

兵庫県南部地震再現

南海トラフ地震図-7© Japan Society of Civil Engineers

6

固 有 周期 (s)本検討では，全路線モデルを用いた地震被害シミュレーションの耐震

支承部の段差量に基づく走行性判定の比較- CS10-68 -

59

4.5

図-4 固有周期抽出の一例
2500

動の加速度応答スペクトルを超える加速度が生じている箇所もあり，大支承周りの耐震補強の行う上での優先順位付けが可能となると考える．

1

周期 (s)

は全高の段差量が生じると仮定し算出した．地震動によっては設計地震

きな段差量が生じる箇所が抽出された．これらの分布が得られることで

0.5

7

2

22

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

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．

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
60

2. 2020 年度の発表論文

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.

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

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

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
61

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.

3. 実験結果

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．

(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

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

本体
鉄筋径
φ

Case-1

0

250

D16

Case-2

50

300

D16

Case-3

100

350

D16

Case-4

150

400

D16

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

（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
62

300
CASE-3 (正面）

2. 2020 年度の発表論文

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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

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．

クリートの剥落は生じなかった．

I_270
63

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.

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
水平変位

前面ひび割れ発生時

水平力

水平変位

kN

mm

mm

最大荷重時

水平力

水平変位

kN

mm

水平力
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

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

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2. 2020 年度の発表論文

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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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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.

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所もあった．また，Case-2のL2-U2やCase-4のL3-U3など，ている．同じく加力直角方向の鉄筋に対しては，コンク
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れた．このように，鉄筋は破壊に対して局所的かつ異な降伏ひずみに達したものがあり，耐力に最も影響するとるタイミングで抵抗していた．上面加力軸方向の鉄筋ひ思われる加力軸方向の上面鉄筋について，想定破壊面をずみについて，最大荷重時に降伏ひずみに達したものが横切る突起中心から2列目(L2)，3列目(L3)の計測ひずみ
あるCase-2とCase-3のうち，計測不能となったゲージのを図-8に示す．最大荷重時に降伏ひずみに達している箇
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）

図-10

切断面のひび割れ観察図

[1]

[1]

[4]

[6]

[2]

[1]

加力方向

加力方向

加力方向

加力方向

[6]

[6]

[3]
[3]

[4]

[5]

Case-1

[1]

[2]

[3]

[3]

[2]

[4]
[7]

Case-2Case-3

図-11 切断面の状況写真

I_273
66

Case-4

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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.

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)d/h：突起回転角(rad)ひび割れ
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のひび割れが見られた[1]が，Case-3,4では突起より背面側のひび割れが卓越していた[2]．また，図-12に示す突起アンカー鉄筋状況と合わせて確認すると，最背面側の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
方向のひび割れも見られた [3]．

方向につなぐひび割れ[4]は，Case-2，Case-3と縁端距離が離れるにつれて損傷が顕著でなくなり，Case-4では生じなくなり，替わりに前面側の突起アンカー鉄筋先端より下方にやや角度を有してひび割れが発生していた[7]．
また，図-12に示すような突起アンカー鉄筋の変形に着目すると，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(5) 突起変位及び回転角
ひび割れていた [4]．また，前面かぶりコンクリートで今回の実験結果では，明確な押し抜きせん断破壊は認は，突起アンカー鉄筋定着範囲の下方，かぶり厚さの半められなかったが，突起の水平変位と回転角の計測結果
分程度のところで鉛直方向にひび割れが発生した[5]．
により，突起が回転しているか，せん断変形のように加Case-2～Case-4では，突起前面側の付根部より，45度よ
力方向と水平に変形しているかを確認した．具体的にはりもやや鉛直方向に，かぶりコンクリートが剥落するよ図-14に示す突起頂部と突起底部の相対変位dを突起高さ
うなひび割れが生じた [6]．また，背面側から45度方向
hで除することにより近似的に突起回転角を求め，突起のひび割れは，最背面側の突起アンカー鉄筋の中間部か
頂部水平変位d1との関係をプロットした（図-15）．いらも生じており [2], 切断面で突起アンカー鉄筋先端の確ずれのケースでも，最大耐力を迎える水平変位10mm前認が可能であったCase-3では，突起アンカー鉄筋の抜け後までは，ほぼ同様の傾向で水平変位に伴い回転角度が出しも発生していた（図-13）．前面側の帯鉄筋を鉛直増加しているが，最大耐力を迎えた後は，Case-1と他の

I_274
67

・

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.

𝑃𝑃

・௦

・

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

௦

𝑃𝑃・

(1c)

・

コンクリートの抵抗面積𝐴𝐴・ 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𝐴𝐴・ 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

(1a)

𝑃𝑃 𝑃𝑃

・

௦௬
௦

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る耐力と補強鉄筋の負担する耐力からなる．
𝑃𝑃

・

ここで，
𝛽𝛽 ：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）
𝑑𝑑・ ：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）
𝜎𝜎 ：補強鉄筋の降伏点（N/mm2）
𝐴𝐴 ：i 番目の補強鉄筋の断面積（mm2）4. 実験結果と橋座式との比較

・௦
・௦െ◌ൗ

・

1െ◌
𝛽𝛽 ⁄𝑑𝑑ℎ ሻ
𝐴𝐴௦
𝜎𝜎௦௬
௦െ◌ൗሺ

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．

背面側アンカーെ◌ൗ0.32ඥ(1b)

𝜎𝜎・ ・ ∙ 𝐴𝐴・ 𝛼𝛼

上面

ここで，
𝐴𝐴・ ：コンクリートの抵抗面積（mm2）𝛼𝛼 ：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．
𝜎𝜎・ ・ ：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 𝐴𝐴・

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

縁端～
突起前面

橋座式（kN）

縁端～
最後列アンカー

Con.

鉄筋

合計

Pc

Ps

Pbs

実験結果
最大荷重（kN）

Case-1

0

250

62

68

130

335

Case-2

50

300

85

99

183

440

Case-3

100

350

111

130

241

509

Case-4

150

400

141

135

276

559

I_275
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2. 2020 年度の発表論文

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.

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𝛽𝛽 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，縁端距離を確保したケースほどコンクリートの抵抗面が大きくなり，
コンクリート分担力についても補正係数𝛼𝛼 を用いて低減しているが，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𝛽𝛽 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．今回の実や鉄筋分担力の低減が妥当とすると，表-3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ったが，縁端距離を確保しないCase-1では最大耐力を
よる最大荷重との比較から，鉛直力の作用しない横変位
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みに至らず，補強鉄筋の負担する耐力は橋座式で想定となったり，その設置スペースに限りがあるために，鉄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
筋配置など過密な補強が必要とされる可能性がある．また，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
1) 国 土 交 通省 国土 技 術 政策 総 合 研究 所 ： 平成 23 年
評価することができれば，地震発生後の復旧性に配慮し（2011 年）東北地方太平洋沖地震による道路橋等のて，橋座部の押し抜きせん断破壊と横変位拘束構造自体
被害調査報告，国土交通省国土技術政策総合研究所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資料第 814 号，土木研究所資料第 4295 号，2014.12.
傷制御を行うことも可能になると考えられる．
2) 高橋良和，Gong Yucheng：2016 年熊本地震による横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

4)5)

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
所資料第 4359 号，2017.3.
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)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

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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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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_153-I_162, 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―鉄筋量に着目したケース―
大八木 亮 1・服部匡洋 2・前川 和彦 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: ryo-oyagi@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: kazuhiko-maekawa@tech-center.or.jp

4 正会員

5 正会員

阪神高速道路株式会社（〒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

落橋防止構造や横変位拘束構造のような，RC構造物の縁端に構築した突起に対して水平力が作用した
場合，押し抜きせん断破壊のおそれがあるにもかかわらず，その耐力評価方法が確立されていない．そこ
で，評価方法の提案を目的として供試体実験を計12ケース実施した．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とした．実験はコンクリートブロック部を反力床に固定し，突起部に対して水平方向に繰返し漸増載荷を与えることで実施した．本稿ではコンクリートブロック部の鉄筋量に着目したケースと，鋼板と鉄筋を用いた補強における鉄筋量に着目したケースの計8ケースについて述べるが，実験の結果，いずれのケースも，損傷が軽微な段階で水平荷重が最大となり，荷重値は橋座式の評価値を上回った．

Key Words : lateral displacement confining device, unseating prevention system, full-scale experiment,load capacity evaluation, seismic retrofitting

1. はじめに分担構造については，水平力分担構造自体のせん断破壊と，水平力分担構造周辺に作用する橋座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る．よって，耐震補強対策として横変位拘束構造または落橋防止構造（以下，水平力分担構造）を既設構造物に対して設置しようとしたとき，既設の支承や桁などにより設置スペースに制約があるため，水平力分担構造を橋座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，十分な縁端距離，つまりコンクリートの抵抗面積が確保できずに押し抜きせん断破壊する可能性が考えられる．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), 3), 4)では横変位拘束構造が取り付けられた橋座部において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水平力

水平力分担構造の設計にあたっては，水平力分担構造自体のせん断破壊に対する照査に加え，橋座部に作用する
押し抜きせん断に対して照査を確実に実施する必要があ
る．道路橋示方書5)には「7.6 橋座部の設計」において示される評価式（以下，橋座式）にて記述があるものの，対象は支圧応力が作用した支承が想定されているため，
この評価方法を自重のほとんど作用しない水平力分担構造に適用するためには検証が必要であると考えられる．
そこで，本検討では，水平力分担構造の水平力を作用力とした橋座部の押し抜きせん断に対する抵抗を明らかにすることを目的として，橋脚梁，水平力分担構造を模

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2. 2020 年度の発表論文

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_153-I_162, 2020.

図-1 供試体および載荷試験の概要（単位：mm）(a) 上面図(b) 側面図

図-2 供試体配筋図（単位：mm）

1 体に対して突起部を 2 箇所構築し，2 ケースを 1 供試

擬した実物大規模の供試体による押し抜きせん断実験を実施した．本稿では，突起が設置される下部構造天端上体で兼用する構造とした．さらに，後述する一部の実験ケースでは図-3 に示すように，コンクリートブロック
前面に厚さ 22mm の鋼板とアンカー鉄筋 4 本で補強する

面の鉄筋径，また，下部構造前面に鋼板とアンカー鉄筋を設置することにより補強する方法を考えた時のアンカ
ー鉄筋径に着目した実験ケースについて報告する．

構造とした．なお，突起部の構築および鋼板，アンカーによる補強は後施工であることを想定しているが，本実験では押し抜きせん断耐力の評価を主目的としていることからアンカー削孔および充填材の影響を除くため実験

2. 実験の概要

供試体のアンカーは先施工で製作することとした．そして，鋼板はエポキシ樹脂をコンクリートとの隙間に平均
厚 5mm で充填し，ねじ切りした補強アンカーとナット，
ワッシャーにより固定した．また，突起形状は実物大相当でかつ使用資機材にて対応可能な寸法を設計し，突起部自体の破壊が極力先行しないようアンカー鉄筋を実構造物で通常配置される鉄筋量よりも多く配置した．

(1) 実験供試体
実験は大阪工業大学八幡実験場にて実施した．図-1に供試体および載荷試験の概要を，図-2 に供試体配筋

図を示す．模型供試体は実物大相当で，橋座部を模擬したコンクリートブロック部，水平力分担構造を模擬した突起部から構成される．そして，コンクリートブロック

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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_153-I_162, 2020.

(a) 平面図(b) 側面図(c) 正面図

図-3 補強鋼板およびアンカー詳細図表-1 実験ケース
突起位置（mm）

補強
アンカー径

縁端～
突起前面

縁端～最後列
アンカー

本体鉄筋径

アンカー
鉄筋定着長

Case-1

0

250

D16

20φ

縁端距離を変化

Case-2

50

300

D16

20φ

〃（標準ケース）

Case-3

100

350

D16

20φ

〃

Case-4

150

400

D16

20φ

〃

Case-5

50

300

D13

20φ

本体鉄筋径を変化

Case-6

50

300

D19

20φ

〃

Case-7

50

300

D22

20φ

〃

Case-8

50

300

D25

20φ

Case-9

50

300

D16

20φ

D16

アンカー補強+鋼板補強

実験ケース

備考

〃

Case-10

50

300

D16

20φ

D19

〃

Case-11

50

300

D16

20φ

D22

〃

Case-12

50

300

D16

20φ

D25

〃
本稿の対象外(2) 実験ケース

ータとし，Case-9～Case-12では鋼板とアンカーの併用による補強を想定したうちの補強アンカー径をパラメータとした．補強アンカーは，突起におよぼす影響を確認するため，突起アンカー部の両側に計4本配置した．補強
アンカー長は，突起最外縁アンカー鉄筋から45度方向を実験ケースを表-1に示す．実験は全部で12ケース実施
したが，Case-1～4では突起最外縁アンカー鉄筋からコンクリートブロック縁端までの距離をパラメータとし，Case-5～8ではコンクリートブロック部の鉄筋径をパラメ

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2. 2020 年度の発表論文

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_153-I_162, 2020.

表-2 材料試験結果（コンクリート）
圧縮強度
N/mm

2

静弾性係数

表-4 計測項目
計測項目
荷重
変位

引張強度

2

kN/mm

N/mm

2

Case-5

27.4

27.7

2.31

Case-6

28.6

29.3

2.24

Case-7

30.7

29.3

2.24

Case-8

28.5

29.5

2.68

Case-9

29.9

28.7

2.80

Case-10

30.7

29.0

2.73

Case-11

30.0

30.9

3.08

Case-12

30.1

31.3

2.62

鉄筋ひずみ
(各ケース毎)ブロック変形
試験状況

引張強さ

静弾性係数

N/mm
551.2

2

N/mm
184,319

378.8

539.2

185,246

366.0

547.1

180,391

D22

393.7

566.9

186,312

D25

389.5

571.8

173,643

2

D13

N/mm
400.9

D16
D19

数量
1台
12箇所
54箇所
10箇所
12箇所
1台
3台

筋，突起位置は PC 鋼棒配置孔および資機材類に干渉しないように設計した．その上で，PC 鋼棒による供試体

表-3 材料試験結果（鉄筋）
降伏点強度

計測機器
ロードセル
変位計
コンクリートブロック部
突起部
補強アンカー
超高速インラインプロファイル測定器
ビデオカメラの固定は，破壊面近傍で固定すると，実験結果に対して影響が大きいと考えたので，各ケースとも突起より背面側の配置孔のみを使用する計画とした．また，供試体の滑動予防のため，供試体前方に仮設鋼材によるストッパ
ーを配置した．載荷は片側繰返し漸増載荷とし，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2として破壊性状が明確になるまで実施した．
(4) 計測方法
想定破壊面とみなし，アンカー定着長を想定破壊面より
計測概要をそれぞれ表-4に示す．計測は荷重，代表箇
鉄筋径の20倍を確保することにより決定した．補強鋼板
所の変位，鉄筋ひずみ，ブロック変形，全体の試験状況
は，破壊面が想定破壊面に対してばらつくことを見越し，について実施した．ここで，ブロック変形は，供試体のばらついたとしても補強アンカーに確実に水平力を伝達
面外方向へのはらみ出し量を計測することとし，計測にさせることを目的として幅方向に十分包括するように形は0.1mmレベルの計測精度を有する超高速インラインプ
状決定した．以上の実験ケースのうち，本稿ではCase-5
ロファイル測定器（ラインセンサ）を用いた．具体的に～Case-12について報告する．
は，レーザー光を線状に照射し，2次元的に凹凸を検知
使用材料について，阪神高速道路における下部構造の標2した計測器を，照査線と直角方向に固定したガイド上を
準仕様はコンクリートが設計基準強度 σck=27N/mm ，鉄移動させることで3次元的に凹凸を計測することとした．
筋が SD345 であるが，コンクリートの呼び強度を計測器の仕様から，1回の移動で供試体面を包括的に計
27N/mm2 として指定すると，生コンクリート製造工場の2測することができなかったので，高さ方向に3分割して実績から，発現強度が 27N/mm を大きく超えることがデータ取得したのち，表計算ソフト上にてデータを合成
予想され，橋座式で用いる設計基準強度との乖離が懸念することとした．なお，ひび割れ発生後はひび割れ観察されたことから，本実験のコンクリートは呼び強度を計測タイミング毎に合わせて実施した．記録はひび割
れ幅0.1mm以上を対象とし，油性マーカー等によりマー

18N/mm2，鉄筋は SD345 を採用した．本検討ケースのコ

ンクリート，鉄筋の材料試験結果をそれぞれ表-2，表-3
キングした．
に示す．コンクリートは載荷試験実施日に実施した材料
試験の 3 供試体平均値で，鉄筋は製作供試体と同一製造ロットの 3 供試体平均値であるが，材料試験の結果，材3. 載荷実験の結果
料強度がおおむね標準仕様程度であることが確認できた．

(1) Case-5～Case-8（本体鉄筋量の比較）代表としてCase-7における試験終了時点のひび割れ損
傷状況を図-4に示す．ひび割れは水平力200kN時点で突(3) 載荷方法

載荷試験は，供試体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，反力壁で水平方向の反力をとった 1,000kN 級油圧ジャッキで供試体突起部に繰返し
漸増載荷を与えることにより実施した．ここで，反力床の孔間隔は，500mm の格子状に配置されていることか

起加力面側を起点として45度よりやや大きい角度で発生した（No.1）．コンクリートブロック正面側では，水平力300kN時点で突起正面部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

ら供試体の PC 鋼棒配置孔も合わせるように配置し，鉄

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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_153-I_162, 2020.
600
500

水平力(kN)

400
300
Case-5200

Case-2Case-6100
0Case-7
Case-8
0

10

20

30

40

50

60

70

水平変位(mm)

図-4 ひび割れ損傷状況（Case-7，試験終了時）

図-5 水平力-水平変位関係（Case-5～Case-8）

加力軸方向
加力直角方向図-6 鉄筋ひずみゲージ貼付位置図

ック前面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時点でに突起部より発生したひび割れを起点としていた（No.3）．載荷終了時点では上述のひび割れが主な破壊面であり，コンクリートブロック前の一部で高いひずみ値を示したものの，いずれの測点においても降伏ひずみ2,000μには到達しなかった．これは試験終了時においても同様で，ひずみ値の大きいものは局所的である一方で，最大荷重時と比較してひずみ値が面側では突起正面から見て右側の損傷がやや顕著であっ
た．突起本体については，微細なひび割れは多く発生したものの，顕著な破壊，変形は見られなかった．
図-5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．
Case-8は損傷状況が他ケースと異なっているためであると考えられるが損傷状況については後述する．
鉄筋ひずみゲージの貼付位置を図-6に，Case-7最大荷重時および試験終了時の鉄筋ひずみ分布を図-7に示す．
最大荷重時に着目すると，とくに突起近傍の加力軸方向低下したものも多く見られた．試験終了時に着目すると，
一部計測不能になった測点もあるが，ひずみ分布の傾向
としては最大荷重時とおおむね一致していて，ひずみ値は全体的にやや増加傾向であった．図-5の結果と照らし合わせると，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ものの弾性範囲内でコンクリートと協働し，最大荷重後はコンクリートの荷重負担が低下するものの，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．
Case-7における，最大荷重時，試験終了時のブロック
変形状況を表-5にまとめる．最大荷重時では，突起正面より右側に変形が見られたが，変形量は最大でも10mm程であり，顕著ではなかった一方で，試験終了時では最

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2. 2020 年度の発表論文

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_153-I_162, 2020.

うな損傷が生じていた．一方で，表面部の鉄筋より内部
大で40mm以上の変形が見られた．試験終了時に着目す側ではほとんど損傷が見られず，突起アンカー定着部のると，突起直下にて局所的に大きな変形が見られるが，コンクリートにも損傷が見られなかった．突起の損傷は全体としては滑らかに変形していて，これらは損傷状況
Case-7と比較すると顕著であった．以上より，Case-8の写真の外観の傾向と一致している．
Case-5～Case-8の4ケース中で荷重が最大となったCase最大荷重が低い要因としては，主に下部構造の上面かぶ7，他ケースに比べて最大荷重の低いCase-8における，切り部で損傷したことにより，上面鉄筋D25が有効に機能断部の写真をそれぞれ写真-1，写真-2に示す．Case-7でするような破断面ではなく，突起のアンカー鉄筋の曲げは，コンクリートブロック部の損傷が比較的広範囲で，
および回転による変形により抵抗したためと考えられる．
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
ただし，損傷メカニズムのばらつきについては，載荷初期のひび割れが影響しているとみられるものの，原因の向でひび割れが発生していた．また，突起の損傷は比較
詳細な解明には至っていない．いずれのケースも突起前的小さかった．一方，Case-8では，コンクリートブロッ
ク部の損傷が限定的で，コンクリートブロック部のうち， 面側の付根部よりほぼ鉛直方向にひび割れが生じるか，突起部の直下および前面のかぶり部に集中していて，突かぶりコンクリートに剥落が生じていた．
起直下のコンクリートブロックかぶり部では土砂化のよ

加力軸方向

加力直角方向(a) 最大荷重時

突起部(b) 試験終了時

図-7 鉄筋ひずみ分布（Case-7）
表-5 ブロック変形状況（Case-7）
水平変位

最大荷重時
13mm

試験終了時
50mm

ブロック
変形量

損傷状況
写真

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写真-1 切断面状況（Case-7）

写真-2 切断面状況（Case-8）

600
500

水平力(kN)

400
300
Case-9Case-2Case-10Case-11
Case-12

200
100
0

0

10

20

30

40

50

60

70

水平変位(mm)

図-8 ひび割れ損傷状況（Case-12，試験終了時）

図-9 水平力-水平変位関係（Case-9～Case-12）(2) Case-9～Case-12（補強鉄筋量の比較）代表として Case-12 における最大荷重時点のひび割れ

損傷状況を図-8 に示す．Case-12 では，水平力 250kN（水平変位 1.2mm）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，突起部で最外縁アンカー鉄筋の近傍から 45 度よりも大きい角度でひび割れが発生したは参考として Case-2 についても示している．補強なしのケース（Case-2）に比べ，補強を施したケースはいずれのケースも最大荷重が増加し，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られたが，Case-11 は他のケースと比較すると最（No.1）．その後上面ひび割れがコンクリートブロック
正面に設置した補強鋼板よりも外側へ向かって進展した（No.2）．コンクリートブロック正面部のひび割れは水
平力 400kN（水平変位 1.6mm）にて発生した（No.3）．
また，水平変位 9mm 以降，突起背面のコンクリート
ブロック上面にて加力直角方向にひび割れが生じた（No.4）．載荷終了時点では鋼板の左側 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）．
図-9 に水平力-水平変位関係の包絡線を示す．図中に大荷重が低くなった．
Case-12 における最大荷重時および試験終了時の鉄筋
ひずみ分布を図-10 に示す（鉄筋ひずみゲージの貼付位
置は図-6 参照）．最大荷重時に着目すると，ひずみ値の大きなものが突起近傍に集中している点は Case-7 と共通しているが，ひずみ値は加力軸方向，直角方向ともに
Case-7 よりも低い値を示した．いずれの測点においても降伏ひずみには到達しなかった．試験終了時に着目すると，ひずみ分布の傾向は最大荷重時とおおむね一致しているが，ひずみ値はやや低下した．このことから，本ケ

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2. 2020 年度の発表論文

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_153-I_162, 2020.

加力軸方向

加力直角方向(a) 最大荷重時

突起部(b) 試験終了時

図-10 鉄筋ひずみ分布（Case-12）
表-6 ブロック変形状況（Case-12）
水平変位

最大荷重時
14mm

試験終了時
50mm

ブロック
変形量

損傷状況
写真

Case-9～Case-12 の 4 ケース中で他ケースに比べて最大ースでは水平力に対する鉄筋の抵抗が最大荷重後に低下しているといえる．
荷重の低い Case-11，荷重が最大となった Case-12 におけCase-12 における，最大荷重時，試験終了時のブロッる切断面を写真-3，写真-4 に示す．Case-12 においては，
ク変形状況を表-6 にまとめる．Case-7 においては最大荷
コンクリートブロック部にて，背面側の 45 度方向のひ重時，最大で 10mm 程度の変形が見られたのに対し，
び割れや突起直下の損傷は顕著ではなかった反面，突起Case-12 ではほとんど変形が見られなかった．試験終了
部は土砂化のような著しい損傷が見られた．一方，Case-11 は突起部の内部損傷が見られなかったのに対し時では，突起近傍のかぶり部分においてのみ角欠けの損傷が生じたが，ブロック変形量は概ね 10mm 以下となり， て，コンクリートブロックでは，突起より背面側で他ケ
Case-7 の結果と比較すると損傷は極めて軽微であり，補ースに比べて 45 度方向のひび割れが多数生じていた．
強鋼材の効果が確認できた．先述のかぶり部分を除き，また，突起最外縁のアンカー鉄筋に沿って主たる破壊面

補強鋼板やコンクリートブロックの局所的なはらみ出しは見られなかったが，主たる変形が突起部のみで生じている損傷状況写真の外観と傾向が一致している．

とみられるひび割れが生じていて，アンカー鉄筋の下端に沿って伸びていた．Case-11 の最大荷重が低い要因としては，突起背面側でひび割れが多数生じたことにより

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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_153-I_162, 2020.

アンカー長

アンカー長

565mm (D22)625mm (D25)

アンカー長

アンカー長

440mm (D22)440mm (D22)

写真-3 切断面状況（Case-11）

写真-4 切断面状況（Case-12）

突起アンカー部が回転に対して抵抗しなくなり，よって，水平力に抵抗できなかったためであると考えられる．他ケースで見られた，突起前面側の付根部からほぼ鉛直方向に生じるひび割れは，この 4 ケースについては軽微であり，かぶりコンクリートの損傷についても軽微，または部分的であった．Case-8 同様，損傷メカニズムのばら
つきについては，載荷初期のひび割れが影響しているとみられるものの，原因の詳細な解明には至っていない．

Pbs (kN)
700
600
500
400
300
200
100

(3)

試験結果と橋座式の比較
道路橋示方書 5)の 7.6 橋座部の設計にて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，鉄筋がそれぞれ負担する耐力の和として定めている．
(1)
𝑃𝑃 = 𝑃𝑃・ + 𝑃𝑃
𝑃𝑃・ = 0.32𝛼𝛼 𝜎𝜎・ ・ 𝐴𝐴・(2)
𝑃𝑃 = ∑𝛽𝛽(1 − ℎ・ /𝑑𝑑・ )𝜎𝜎 𝐴𝐴
(3)

・௦

௦
ඥ

௦

・௦

Ps (kN)
050
Case-2100
Case-5〜8

150

200

250

Case-9〜12

300

橋座式

図-11 橋座式と実験結果の比較

12 の 4 点に対して最小二乗法による近似直線を求めた．

௦௬௦・

ここで，グラフでは，橋座式の鉄筋負担分を横軸，全体負担分を縦軸とした．
コンクリートブロック部の鉄筋量をパラメータとした
Case-2 および Case-5～8 の実験値と計算値を比較すると，

ここで，𝑃𝑃 は橋座部における支承部から作用する水
平力の制限値，𝑃𝑃・ および𝑃𝑃 はそれぞれコンクリート，鉄
実験値はばらつきが見られるものの，計算値に対しては筋の負担する耐力であり，𝛼𝛼 はコンクリート負担分を示上回っていることから，橋座式の計算値は安全側の評価を与えていることが確認できた．次に，Case-9～12 に関す係数，𝜎𝜎・ は支承下面の支圧応力度，𝜎𝜎・ ・ はコンクリー
ト設計基準強度，𝐴𝐴・ はコンクリートの抵抗面積を示す． して，配置した補強アンカー鉄筋は破壊面を貫通していたことからコンクリートブロック本体の加力軸方向鉄筋
また，𝛽𝛽 は鉄筋の負担分を示す係数で 0.5，ℎ・ は i 番目のと同様の耐荷機構であると考え，𝑃𝑃 に算入できると判断
鉄筋の橋座面からの距離，𝑑𝑑・ は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，𝜎𝜎 は鉄筋の降した．そこで，補強アンカーを𝑃𝑃 に算入した Case-9～12
伏強度の特性値，𝐴𝐴 は i 番目の鉄筋断面積を示す．
と無対策の Case-2 および Case5～8 を𝑃𝑃 を基準に比較す
橋座式より求めた計算値と本実験の実験値とを比較しると，Case-9～12 が Case-2 および Case5～8 よりも最大水たものを図-11 に示す．ここで，計算値では，コンクリ
平荷重が上回っていた．これは，コンクリートブロック
前面に接着した補強鋼板の効果によるものであると考えートの設計基準強度，鉄筋の設計降伏点強度を用い，突られる．
起下面には死荷重反力が作用しないとみなして𝛼𝛼 を 0.15

௦

・

௦

௦௬

௦

とした．実験値は，各ケースにおいて作用させた水平力の最大値とし，Case-2 および Case-5～8 の 5 点，Case-9～

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80

௦

௦

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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_153-I_162, 2020.

4. まとめ
4)

本検討では，横変位拘束構造と橋脚梁を模擬した実物大相当の供試体により押し抜きせん断耐力に関する実験を実施し，そのうち，本稿では橋脚梁部分の鉄筋量，橋脚梁部分の補強を模擬した場合の補強鉄筋量を変化させたケースについて報告した．本検討で得られた知見は以下のとおりである．
1) 本実験では水平変位10～20mmの範囲で最大荷重を迎え，その後の荷重低下は緩やかであった．損傷
状況，鉄筋ひずみ分布等から，コンクリートと鉄筋の協働により最大荷重を迎えたのち，コンクリ
ートの負担は低下するものの，一部の鉄筋が塑性
変形しつつ荷重負担したものと考えられる．
2) 最大荷重時，コンクリートのひび割れおよびブロッ

௦

参考文献
1)

2)

3)

ク変形量は軽微であり，鉄筋は降伏ひずみに到達しなかった．つまり，最大荷重となるのはコンク
リートと鉄筋の協働が最大になる状況であって，鉄筋，コンクリートの荷重負担が同時に最大とな
3)はさらなる検証が必要である．
補強鋼材を配置したケースでは，配置しなかったケースと比較して最大荷重の向上効果が一定程度確認できた．補強鉄筋を橋座式の𝑃𝑃 に算入できるとす
ると，最大荷重の差は鋼板接着の効果によるものと考えられる．

4)っているわけではないことを示している．
本体鉄筋量をパラメータとしたケースの実験値は，ばらつきが見られるものの，いずれのケースも橋座式の評価値を上回った．ただし，損傷メカニズ
ムのケース毎のばらつきを詳細に解明するために

5)

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.
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，土木研究所資料第 4359 号，2017.
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.
(公社)日本道路協会：道路橋示方書・同解説 IV 下部
構造編，2017.
(2019.11.8 受付，2020.1.31 修正，2020.2.16 受理)

LATERAL FORCE LOADING TEST ON EVALUATION OF PUNCHING SHEAR
STRENGTH BY ANCHOR PLACED AT EDGE OF BRIDGE SEAT―A CASE FOCUSING ON THE AMOUNT OF REINFORCING BARS―Ryo OYAGI, Masahiro HATTORI, Kazuhiko MAEKAWA,
Masatsugu SHINOHARA and Kenji KOSA
Despite the possibility of punching shear failure when a lateral force acts on the protrusions constructedat the edge of an RC structure, a method to evaluate the punching shear strength has not been established.
Therefore, a total of 12 specimen experiments were conducted to propose the evaluation method. The
specimen was equivalent to the actual size and consisted of a concrete block and protrusions. The experiment were carried out by fixing the concrete block to the reaction floor and repeatedly increasing the loadin the lateral direction. This paper describes 8 cases, including the cases focusing on the amount of reinforcing bars in the concrete block and the cases focusing on the amount of reinforcing bars using steel
plates and anchoring bars. As a result of the experiment, in all cases, the damage when the lateral load
was maximum was slight, and the maximum value of the lateral load exceeded the value calculated by theexisting evaluation formula.

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広域道路ネットワークを対象とした地震被害
シミュレーションの精度検証と被災度評価
服部 匡洋 1・大石 秀雄 2・中村

真貴 3・馬越 一也 4・篠原 聖二 5

1 正会員

一般財団法人阪神高速道路技術センター 調査研究部（〒541-0054 大阪市中央区南本町 4-5-7）
E-mail: hattori_m@tech-center.or.jp

2 非会員

一般財団法人阪神高速道路技術センター 調査研究部（〒541-0054 大阪市中央区南本町 4-5-7）
E-mail: oishi@tech-center.or.jp
3 正会員

株式会社地震工学研究開発センター（〒810-0003 福岡市中央区春吉 3-21-19）
E-mail: nakamura@eerc.co.jp

4 正会員

株式会社地震工学研究開発センター（〒810-0003 福岡市中央区春吉 3-21-19）
E-mail: magoshi@eerc.co.jp

5 正会員

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

阪神高速では，今後発生が予想される南海トラフ地震や都市直下型地震のような様々な震源域を想定した広域道路ネットワークの地震応答シミュレーションに関する研究を進めている．本研究では，その地震応答シミュレーションの精度検証に向けた取り組みの一環として 1995 年阪神淡路大震災の再現を実施した．その結果，当時の被災度分布をある程度再現し，現段階のモデルでも一定の再現性を有することを確認した．
また，発生が懸念されるいくつかの内陸活断層型地震，海溝型地震を想定し，路線へ及ぼす影響を地震
応答シミュレーションにより評価することを試みた．これにより，路線全体に対する想定地震動ごとの構
造物の地震時挙動やそれによる地震時の被災度評価の分布を 3D マップ等により概観できることを示した．

Key Words: expressway network, seismic response analysis, 1995 Kobe earthquake

1.

はじめに

で評価するものである．広域道路ネットワークの地震応
答シミュレーションを実施することで，様々な震源域を阪神高速道路では，1995 年 1 月 17 日に発生した兵庫

想定した地震動に対し，予め路線単位または橋梁単位の

県南部地震により甚大な被害を受けて以降，橋梁の下部損傷状況を把握でき，耐震補強の優先度の高い部材や橋構造の耐震補強や上部構造の落橋防止対策等，構造物の梁，路線を抽出することができるとともに，地震直後に被害を最小に留めるよう対策を行うともに，災害時にも実施する緊急点検においても，地震応答シミュレーショ

関西圏のライフラインとして機能することを目指した防ンにより得られた被災度判定分布を踏まえ，重点的に着災・減災対策にも積極的に取り組んでいる．その取り組

目すべき路線，橋梁を明らかにできるなど，耐震対策や

みの 1 つとして，今後発生が予想される南海トラフ地震

緊急点検計画の合理化に役立てられる．また，地震応答や都市直下型地震のような様々な震源域を想定した広域シミュレーションの結果に基づき，地震後にかけ違い部

道路ネットワークの地震応答シミュレーションに関するで生じる段差量を推定することで，土嚢や敷鉄板などの研究 1)～3)を進めている．これは，一般的な橋梁の設計に資機材配置の最適化に繋がると考えられる．

用いられる数径間程度の橋梁単位の地震応答解析ではな

このような背景から，著者らは，広域道路ネットワー

く，阪神高速道路全路線を対象とした広域の地震応答シ

クの地震被害シミュレーションの実務への実装に向けた

ミュレーションを行うことで，地震による構造物の損傷検討の第一段階として，図-1 に示す通り阪神高速道路

程度を路線単位や出入口・ジャンクション間の区間単位

湾岸線の約 55 km の区間を対象に上町断層を震源域とす

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2. 2020 年度の発表論文

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_516-I_528, 2020.

STEP3：構造物応答解析

STEP2：表層地盤応答解析

STEP1：深層地盤応答解析

図-1 阪神高速湾岸線 55km を対象とした地震被害
シミュレーション(赤線：構造物の応答変位)

図-2 地震被害シミュレーションの方法
表-1 各ステップの解析手法及び解析モデル(a) 解析手法

る地震応答シミュレーションを行い，地震発生後の橋脚の耐荷力評価，支承部の段差量に基づいた走行性評価の

構造物
応答解析

各基礎位置へそれぞれの波形を入力する地動解析

表層地盤
応答解析

逐次非線形解析（YUSAYUSA 等）
・ 大ひずみでも適用可能（ただし，全応力解析では液状化は考慮できない）
・ 周波数特性の考慮が複雑

深層地盤
応答解析

統計的グリーン関数法
・ 短周期成分の計算が容易
・ 長周期成分が考慮できない

上部構造

線形はりモデル

可能性を示した 2)．一方で，橋脚の被災度判定には軸方
向鉄筋ひずみを，支承部の段差量推定には支承耐力を閾値として判定を行っているが，レベル 2 地震動を設計地
震動として鋼板巻立て補強や支承取替などの耐震補強が実施されている区間であるにも関わらず，一部ではレベ
ル 2 地震動よりも小さな入力地震動で橋脚や支承に損傷が生じる結果となるなど，耐震補強設計で想定する損傷(b) 解析モデル

程度と乖離が見られたことから，シミュレーションにおける閾値の設定等に課題を残していた．本研究と同様に，

支承

ネットワーク構造物を対象にした地震被害シミュレーシ
ョンに関する研究は各地で進められているが 4),5)，地盤

橋脚も含めた解析モデルの構築に費用・期間を要すること，

基礎ばね

解析規模が大きく大規模な計算資源が必要であること，

鋼製支承：固定・可動の支持条件
分散ゴム，免震支承：グルーピングした等価剛性
ファイバーモデル（グルーピング）
S-Rモデル

基礎-地盤系 直近のボーリング位置と同じ値をそのまま使う

耐震補強が進み構造物の耐力が向上したことに伴い構造物に大きな損傷が生じるのが稀であることなどの理由から，震源から構造物までの一連の地震被害シミュレーシ

及ぼす影響を地震応答シミュレーションにより評価する

ョンの精度について検証された事例は数少ないのが実状ことを試みた．

である．
そこで，本稿では広域道路ネットワークの地震応答シ

2. 地震被害シミュレーションの方法

ミュレーションの精度検証に向けた取り組み 6)~10)の一環
として，1995 年兵庫県南部地震の地震動の作成及び構広域道路ネットワークの地震応答シミュレーションは，造物応答解析を実施し，兵庫県南部地震における構造物
被害の再現を試みた．兵庫県南部地震の再現にあたって

図-2 に示す通り，STEP 1：震源域から工学的基盤までのは，より広域の地震応答シミュレーションが実施可能となるように湾岸線に加え，神戸線，東大阪線，大阪港線

深層地盤応答解析，STEP 2：工学的基盤から地表面までの表層地盤応答解析，STEP 3：構造物の基礎から上部構のモデルの広域化を図った．また，阪神高速では兵庫県

造までの構造物応答解析の 3 段階で実施する．それぞれ

南部地震以降 RC 橋脚の鋼板巻立て補強をはじめとするの地震応答解析において，順次，解析結果を受け渡すこ

耐震補強が実施されている．このような耐震補強を考慮とにより，道路ネットワーク上の各構造物の応答や損傷した構造，すなわち現況の構造に対し兵庫県南部地震のを評価する．各 STEP における解析手法や解析モデルの地震動を作用させたときの下部構造の被災度の低減効果

構築方法については複数の方法が考えられ，その方法毎に関する検証を行った．さらに，発生が懸念されるいくに精度のレベルが異なる．今後順次解析手法や解析モデ

つかの内陸活断層型地震，海溝型地震を想定し，路線へ

ルの精度レベルを向上させていく．

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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_516-I_528, 2020.

3.

解析モデルの構築を示す．計算には統計的グリーン関数法を用いた．また，現段階の解析手法及び解析モデルを表-1 に示す．

解析領域は各 SMGA 破壊点を中心に 400km×400km を100m メッシュで設定した．

(1) 深層地盤応答解析モデル
1995 年兵庫県南部地震の再現にあたり，図-3，図-4 に(2) 表層地盤応答解析モデル
STEP2 の表層地盤応答解析には，地震応答解析プログ

示す深層地盤応答解析は野津の再現解析 11)で用いた山田の特性化震源モデル(神戸側部分)12)を用いた．なお，公ラム YUSAYUSA14)を使用した．ここでは一次元の全応力解析を実施しており，表層地盤の液状化は考慮して開資料に示されていないパラメータについては，地震調いない．表層地盤のモデル化にあたっては，関西圏地盤

査研究推進本部地震調査委員会(2016)が規定した「震源情報データベースのボーリングデータ 15)に基づき地盤定断層を特性した地震の強震度予測手法（「レシピ」）修数を設定した．ボーリングデータについては，必ずしも正版」 に準拠して決定した．表-2 にパラメータの詳細
13)

橋脚位置ごとに存在していない．既存のボーリングデー
タが存在しない橋脚位置の表層地盤のモデル化や基礎ばねの設定方法については，桐生ら 16)の比較検討の結果をもとに，「最近法」を適用した．また，図-5 に示す表
層地盤の非線形特性は，関西圏地盤情報データベースの三軸試験結果に基づき，沖積層(As，Ac)と洪積層(Ds，Dc)の 4 種類の双曲線モデルを設定した 2)．

(3) 構造物応答解析モデル
STEP3 の構造物応答解析には，地震応答解析プログラ

図-3 兵庫県南部地震震源モデル

図-4 想定する破壊開始点及びアスペリティ(参考文献 11) 図-8 より引用)
表-2 震源モデルの詳細パラメータ
震源モデルの詳細パラメータ(野津(2007))
断層名

アスペリティ1 アスペリティ2 アスペリティ4
34.6167

34.635673

34.688183

135.0294

135.059231

135.188025

平均走行角 θ(°)

N53

N53E

N233E

平均傾斜角 δ(°)

90

90

85

平均すべり角 λ(°)

0

0

0

断層長 L (km)

4.8

8

12.8

断層幅 W (km)

4.8

6.4

8

断層面積 S (km2)

23

51

102

南西端位置

断層上端深さ Z0 (km)

3

3

3

地震モーメント (N・m)

3.4E+17

1.3E+18

2.3E+18

マグニチュード Mw

5.6

6

6.2

図-5 設定した表層地盤の非線形特性

平均すべり量 (m)

0.4

0.7

0.7

(G/G0-γ 曲線及び h-γ 曲線)

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2. 2020 年度の発表論文

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_516-I_528, 2020.

ム SeanFEM17),18)を使用した．図-6 に解析モデルの一例を， 13 の断面グループ(橋脚 12 種+橋台 1 種)から鋼製橋脚は充填コンクリートを，RC 橋脚は補強巻立て部分を削除

図-7 にモデル構築範囲を示す．これまでは湾岸線の構造物モデルのみ構築していたが，本年度は路線を拡大し， してモデル化した．また，図-8 に示す通り，倒壊した
神戸線，北神戸線，大阪港線，東大阪線の構造物モデル

ピルツ式橋脚の区間については，図面を基に被災当時のの作成を行った．これにより，阪神高速道路全線の総延精緻なファイバー断面を作成し，モデルに組み込むこと

長 250km に対し約 60％のモデル構築が完了したことにとした．

なる．最終的には全路線 250km の構造物モデルを構築
を目指す．
過年度構築済み範囲(湾岸線)構造物応答解析では下部構造の橋脚材種，寸法に応じて表-3 に示す 13 の断面グループに分類し，各グループ

本年度構築済み範囲(神戸線,北神戸線,大阪港線,東大阪線)
次年度構築予定範囲(上記以外の路線)の代表断面をファイバー要素に割り当てモデル化している．兵庫県南部地震の再現を実施するにあたっては，兵庫県南部地震当時の実構造物に近い断面とするため，(a) 阿波座カーブ付近

図-7 阪神高速道路全路線とモデル構築範囲(b) 天保山 JCT 付近
図-6 構造物モデルの一例(a) 震災前断面(b) 復旧後断面
図-8 被災したピルツ橋脚と現況構造

表-3 橋脚断面グルーピング
断面

材質

形状

グループ1
グループ2

橋脚幅

鋼材

矩形

グループ3

4m
5m

グループ4

円形

－

グループ5

2m

グループ6

3m
矩形

グループ7
グループ8
グループ9

ファイバー
断面

6m
3m
円形

グループ12
グループ134m
5m

コンクリートグループ10
グループ11

モデル化

3m

4m
6m

橋台

図-9 兵庫県南部地震再現での基盤波最大加速度

線形はり

I_519
85

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_516-I_528, 2020.

4.

西側で最大 600gal 程度の地表面波が生じる箇所が複数あ

兵庫県南部地震の再現シミュレーションった．
兵庫県南部地震の再現シミュレーション結果について

図-12 には，兵庫県南部地震発生時の観測記録と地震以降に示す．なお，本稿に示す広域道路ネットワークシ

応答シミュレーションによる再現解析より得られた地表

ミュレーションは現時点で研究段階にあり，今後解析モ

面加速度の比較を示す．ここで，観測記録には港湾地域

デルの広域化・高精度化とともに解析結果の精度検証を

強震観測 19)の神戸事-S 観測局で計測された観測記録を用行っていくものである．

い，再現解析により得られた神戸事-S 観測局に近接す
る橋脚位置での地表面加速度を比較した．兵庫県南部地(1)

深層地盤応答解析

図-9 に再現解析より得られた基盤波の最大加速度分

震では複数の観測点で観測記録が得られているが，神戸事-S 観測局と再現解析における地表面加速度の抽出箇布を示す．兵庫県南部地震の震源域に近い神戸線や湾岸所は約 330m と阪神高速道路神戸線に最も近い観測点であり，地盤条件に大きな差異がない．また，観測された線近傍で最大加速度が発生していることが確認される．

地表面加速度波形から，本シミュレーションの中で現段(2) 表層地盤応答解析

階では評価できない液状化の影響が小さいと考えられた

図-10 に各橋脚位置における地表面波の最大加速度分ことから，本観測点を選定した．図-13 には観測記録と布を，図-11 には路線毎の基盤波及び地表面波分布を示

再現解析より得られた地表面加速度の加速度応答スペク

す．神戸線では全域に渡り大きな地表面加速度が発生しトルを示す．図-13 より，観測記録のうち，NS 成分およており，構造物の被災状況を踏まえた兵庫県南部地震のび EW 成分では周期 1.5 秒程度で卓越が見られる．再現

全体的な特徴は捉えられた．生田川ランプ付近，摩耶ランプ～魚崎ランプでは 1000gal を超えるような大きな地

解析では周期 0.2 秒前後での卓越があるものの，観測記録と同様に周期 1.5 秒程度での卓越が見られた．阪神高

表面加速度が生じた．また，湾岸線でも中島ランプより

速道路のほとんどの橋梁構造物の周期は 0.2 秒よりも長基盤波（並進 RSS）

地表面波（並進 RSS）

※高さは最大加速度を表す※高さは最大加速度を表す

路線名

路線名

湾岸線
神戸線
大阪港・東大阪線

最大加速度(gal)
1000
500
0

湾岸線
神戸線
大阪港・東大阪線(a) 基盤波(b) 地表面波
図-10 橋脚位置における地表面波の最大加速度分布

神⼾線

湾岸線

柳
原

湊
川

京
橋

生
田
川

魚
崎

摩
耶

深
江

芦 西
屋 宮
西

西
宮
Ｉ
Ｃ

武
庫
川

尼
崎
西

尼
崎
東

大 姫 海
和 島 老
田
江

2,000

東

1,000

最大加速度 (gal)

並進RSS

0

最大加速度 (gal)

2,000

西

六 魚住 深 南
甲 崎吉 江 芦ア 浜浜 浜 屋
イ
浜
ラ
ン
ド
北 北

中西
之長
島堀
西大

0

5
基盤波

10

15

20

地表面波

(a) 神戸線

25

30

35

40

距離 (km)

西 甲
宮 子
浜 園
浜

鳴
尾
浜

尼尼 中
崎崎 島
末東
広海
岸

北
港
Ｊ
Ｃ
Ｔ

天
保
山
Ｊ
Ｃ
Ｔ

86

南 南
港 港
中 南

三
宝
Ｊ
Ｃ
Ｔ

大 出 石
浜 島 津

浜 高
寺 石

助
松
・
助
松
Ｊ
Ｃ
Ｔ

泉
大
津

岸
和
田
北

岸
和
田
南

貝
塚

泉
佐
野
北

泉 り
佐 ん
野 く
南 う
Ｊ
Ｃ
Ｔ

南

並進RSS

0

10
基盤波

20

30

地表面波

図-11 橋脚位置における地表面波の最大加速度分布

I_520

南
港
北

1,000

若
宮

0

月
見
山

最大加速度(gal)
1000
500
0

(b) 湾岸線

40

50

距離 (km)2. 2020 年度の発表論文

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_516-I_528, 2020.

1000

NS

500

加速度(gal)

加速度(gal)

1000

0
-500
-1000

NS

500
0
-500
-1000

0

10

20

30

0

40

10

20

1000

EW

500

加速度(gal)

加速度(gal)

1000

0
-500
-1000

10

20

30

0

40

10

20

加速度(gal)

加速度(gal)

1000

0
-500
-1000

10

20

30

40

30

40

UD

500
0
-500
-1000

0

40

Time (s)

UD

500

30

0
-500

Time (s)
1000

40

EW

500

-1000
0

30

Time (s)Time (s)

0

10

20

Time (s)Time (s)

10000

10000

1000

1000

応答スペクトル (gal)

応答スペクトル (gal)(a) 観測記録(b) 再現解析
図-12 神戸事-S での観測記録と再現解析の地表面加速度の比較

100
10

NS
NS
EW
EW

1

UD
UD

100
10

NS
NS

EW
EW

1

UD

UD

タイプII-III種地盤タイプII-III種地盤タイプⅡ- Ⅲ種地盤

0.1

0.1

1

周期 (s)

タイプⅡ-Ⅲ種地盤

0.1

10

0.1

1

周期 (s)

10(a) 観測記録(b) 再現解析
図-13 神戸事-S での観測記録と再現解析の地表面加速度の比較(3) 構造物応答解析

いことから 20)，構造物応答に影響を与える周期帯では表層地盤の地震時の周期特性を比較的再現することができ

図-14 に神戸線における下部構造の被災度分布の比較たといえる．しかし，図-13 に示すように，観測記録のNS 成分および EW 成分では，観測地点に地震動が到達

震直後に外観損傷から判定区分された結果を示す 21)．本を示す．ここで，被害調査結果は 1995 年兵庫県南部地してから 5 秒程度主要動が継続するが，再現解析では主要動が 15 秒程度継続しており，再現解析は観測記録に検討では，被災再現解析では表-422)及び表-5 に示す判定

比べ地震動の継続時間を長く評価する結果となった．地

ここで，耐荷力の被災度評価は As から D までの 4 つ

方針に基づき被災度判定を行う．

震動の継続時間は深層地盤応答解析における震源モデルのランクを設ける．外観損傷に対応するように設定したのパラメータ設定に起因すると考えられ，地震動の更な最大ひずみ，最大せん断力を閾値として，地震応答解析

る精度向上のため，異なるパラメータを設定した深層地で得られた最大応答ひずみ，最大せん断力によりランク

盤応答解析を実施するなど，引き続き検討を進める予定

を付ける．また，走行性の被災度評価は a から c までのである．

3 つのランクを設け(a：通行不可，b：通行注意，c：被

I_521
87

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_516-I_528, 2020.
神⼾線
月
見
山

若
宮

湊
川

柳
原

京
橋

生
田
川

摩
耶

魚
崎

深
江

芦 西
屋 宮
西

西
宮
Ｉ
Ｃ

武
庫
川

尼
崎
西

尼
崎
東

大 姫 海
和 島 老
田
江

中西
之長
島堀
西大

西

東

耐荷力ランク判定(被害調査結果)

被害調査結果
As
A
B
C
D

ピルツ区間

18

18.5

19

19.5

20

20.5

21

21.5

耐荷力ランク判定(解析結果)

被災再現解析

22

距離 (km)

ピルツ区間
As
A
B
C
D
18

18.5

ランク
As
A

耐荷力

B
C

被災度

定義

As

落橋

落橋した場合耐荷力の低下に著しい影響のある損傷を生じてお大被害
り，落橋など致命的な被害の可能性がある場合耐荷力の低下に影響のある損傷であるが，余震・活中被害 荷重などによる被害の進行がなければ，当面の利用が可能な場合小被害 短期間には耐荷力低下に影響のない場合

AB

a 通行不可 走行できない場合
b 通行注意 異常は認められるが，走行できる場合
c

復旧性

20

20.5

21

21.5

22

表-5 地震被害シミュレーションでの被災度判定の方針(耐荷力)

D 被害なし 耐荷力に関して特に異常が認められない場合
走行性

19.5

図-15 ピルツ区間周辺における被災度分布の比較

表-4 被災度判定
被災度
判定区分

19

距離 (km)

図-14 神戸線における被災度分布の比較

被害なし 走行性に関して特に異常が認められない場合
残留変形が大きく，下部構造の撤去・再構築も含め
残留変形
た本復旧の検討が望ましい．例えば橋脚の残留傾斜α
大としては1/100(rad)程度が目安となる
残留変形 補修・補強による本復旧が可能な残留変位に収まっ
β
小
ている

C

D

定義

評価方針

応答（解析）

倒壊したもの－－損傷変形が著しく大きなもの
軸方向鉄筋が破断す
きれつ，座屈，鉄筋の破断等
軸方向鉄筋引張ひず
るかどうかの損傷，または変形が大きな
み最大値
柱がせん断耐力を超
もの
せん断力最大値
えるかどうか鋼材の座屈や部材の変形が
軸方向鉄筋がはらみ 軸方向鉄筋引張ひず
部分的に見られるもの
み最大値
鉄筋の一部の破断やはらみ 出すかどうか
出しおよび部分的なかぶりコ かぶりコンクリートが かぶりCon.圧縮ひずみ最大値
ンクリートの剥離やきれつが 剥落するかどうかみられるもの鋼材の座屈や変形が局部的
軸方向鉄筋がはらみ 軸方向鉄筋引張ひず
かる軽微なもの
出すかどうかみ最大値
ひび割れの発生や局所的なかぶりコンクリートが かぶりCon.圧縮ひず
かぶりコンクリートの剥離が剥落するかどうか
み最大値
みられるもの損傷がないか，あっても耐荷 軸方向鉄筋が許容ひ軸方向鉄筋引張ひず力に影響のないきわめて軽 ずみを満足するかどう
み最大値
微なもの
か

害なし)，伸縮継手部に発生する段差量によりランクをた．本検討は巨大地震時における構造物の被害推定を目付ける．段差量が 40cm より大きい場合は a，20～40cm
は b，20cm 未満は c とした．伸縮継手部に発生する段差

的としており，ここでは兵庫県南部地震が発生した際に実際に倒壊が生じた区間において，被災再現解析でも倒量については，支承タイプ毎に水平耐力を設定し，耐力壊に相当する As 判定が生じるかを確認する．図-15 にに達する場合に支承が破壊すると判定し，対象支承の支

ピルツ区間周辺における下部構造の被災度分布の比較を

承高さの 1/2 の段差が発生するものと仮定して算出した． 示す．ピルツ区間は兵庫県南部地震で倒壊したことから，支承タイプ毎の水平耐力は既往の水平耐荷力実験の結被害調査では As 判定に区分されている．再現解析結果
果 23),24)より設定することとし，実験結果の平均値を鋼製における同一区間に着目すると，全区間ではないものの支承，ゴム支承の水平耐力とした．鋼製支承の水平耐力

As 判定に区分されることから，下部構造の耐荷力判定

は 1.54Rd，ゴム支承の水平耐力は 1.0Rd とした(Rd：死荷については一定の再現性があることを確認した．

重反力)．さらに，復旧性の被災度評価は α，β の 2 つのまた，図-16 には神戸線における支承の被災度分布を示す．本検討では，4 ランク(A:大被害，B:中被害，C:小ランクを設け，残留変位によりランクを付ける．残留変位算出は代表橋脚のプッシュオーバー解析から算出した

被害, D:被害なし)に分類した．ここでは，便宜上支承の降伏変位を用いて行うこととする．ここでは，橋脚と支水平耐力の 2 倍以上の水平力が生じる場合を A，1～2 倍

承の耐荷力に着目し精度検証を行う．

程度の水平力が生じる場合を B，1～0.5 倍程度の水平力が生じる場合を C，0.5 倍以下の水平力が生じる場合をD と判定することとした．図-16 より，被害調査結果で

図-14 に示した被害調査結果および再現解析結果のうち，兵庫県南部地震で倒壊したピルツ橋脚区間に着目し

I_522
88

2. 2020 年度の発表論文

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_516-I_528, 2020.

(a)
被災度 定義表-6 被災度判定と閾値の設定(耐荷力)

RC 橋脚

道示との対応 評価方針

応答
（解析）

抵抗
（計算）

－

－

(b) 鋼製橋脚

被災度 定義As

倒壊したもの終局を超える －損傷変形が著しく大きなもの

A

軸 方向鉄 筋が破 軸方向 鉄筋 引 張 H24道示I断するかどうか ひずみ最大値
表-解3.1.4伸び
き れ つ、座屈 、鉄 筋 の 破断
終 局を超 えな等の損傷、または変形が大い
きなもの柱 がせん断 耐力
H24道示V
せん断力最大値を超えるかどうか
式（10.5.1）

B

鋼材の座屈や部材の変形が
軸 方向鉄 筋がは
軸方向 鉄筋 引 張
部分的にみられるもの
らみ出すかどうか
H24道示V
ひずみ最大値鉄筋の一部の破断やはらみ 耐 震性能 IIIをか ぶりコ ンクリー式(10.4.10)
か ぶ り Con. 圧 縮だしおよび部分的なかぶりコ 満足する
トが剥落するかど式(10.4.6)
ひずみ最大値
ンクリートの剥離やきれつがうかみられるものC

鋼材の座屈や変形が局部的
軸 方向鉄 筋がは
軸方向 鉄筋 引 張
かつ軽微なもの
らみ出すかどうか
H24道示V
耐 震 性 能 II を
ひずみ最大値
ひびわれの発生や局所的なか ぶりコ ンクリー式(10.4.9)
満足する
か ぶ り Con. 圧 縮
かぶりコンクリートの剥離がトが剥落するかど式(10.4.6)
ひずみ最大値
みられるものうかD

損傷がないか、あっても耐荷
軸 方向鉄 筋が許耐震性能Iを
軸方向 鉄筋 引 張 H24道示IV力に影響 のないき わめて軽容 ひ ず み を満 足満足する
ひずみ最大値
表-4.3.1
微なもの
するかどうか道示との対応 評価方針－－

倒壊したもの耐震性能 III を－
損傷変形が著しく大きなもの 大きく超えるA

復旧仕様
き れつ、座屈、 鉄 筋の 破断
耐震性能 III を 鋼 板 が 座 屈 す る 鋼 板 圧 縮ひ ずみ
圧縮ひずみ20εy等の損傷、ま たは変形がお
超える
かどうか
最大値
引張ひずみ5％おきなもの

B

鋼材の座屈や部材の変形が部分的にみられるもの
H24道示V
鉄筋の一部の破断やはらみ 耐 震 性 能 II を 鋼 板 が 座 屈 す る 鋼 板 圧 縮ひ ずみ
矩形式(11.4.14)
かどうか
最大値
だしおよび部分的なかぶりコ 満足する
円形式(11.4.15)
ンクリートの剥離やきれつがみられるものC

鋼材の座屈や変形が局部的（耐震性能Iをかつ軽微なもの
鋼 板 が 降 伏 す る 鋼板圧縮・引張ひ
鋼板降伏ひずみ
ひびわれの発生や局所的な 超えるが降伏
かどうか
ずみ最大値
かぶりコンクリートの剥離が 範囲内）
みられるものD

鋼板が 許容 ひず
損傷がないか、あっても耐荷鋼板圧縮・引張ひ 鋼板降 伏ひ ずみ
耐震性能Iをみを満足するか
力に影響のないきわめて軽
ずみ最大値
/1.7
満足する
どうか
微なもの

神戸線

96
72

神戸線

135

A

(下部構造)

1
80

A

抵抗
（計算）

As

被害調査結果
As

応答
（解析）

160

B

215

2

B

95
185

C

被災再現解析

(支承)

147

173

225
245

C

291

D

566

D

236

398
0

図-16 神戸線における被災度分布の比較(支承)

200

400

解析結果

被害調査結果

600

0

100

200

解析結果

被害調査結果300

図-17 被災度判定評価結果(基数分布)

は，神戸線全域に渡って A 判定が生じているが，東側
では A 判定が生じず被害が小さい傾向が見られる．被結果に比べ少なく評価される結果となった．また，B 判定についても同様の傾向である．これは，表-6 に示す

災再現解析でも神戸線の東側ではそれほど支承の被害がとおり，本検討では，RC 橋脚の曲げによる損傷につい生じていないことから，被災再現解析によりその傾向をては As から D まで判定できるよう各段階に閾値を設けているのに対し，せん断による損傷については，せん断捉えられていると考えられる．
図-17 には神戸線の全区間の下部構造および支承を対力がせん断耐力を上回る橋脚のみ As 判定とし，D から象とし被災度判定を行ったときの各判定区分に分類されA 判定を区分する閾値を設けていないことが原因の 1 つた下部構造の基数を示している．As 判定された橋脚基数は，被害調査では 72 基であったのに対し，被災再現と考えられる．このため，せん断による損傷の閾値の設定については今後見直していく余地があると考えている．

解析では 96 基と被災再現解析が被害調査に比べわずかに多く評価されるが比較的対応した．一方で，A 判定さ定に区分される基数の分布が一定の精度で整合することれた橋脚基数は，被害調査では 80 基であるのに対し，を確認した．

また，支承についても被害調査と被災再現解析の各判

被災再現解析では 1 基であり，被災再現解析が被害調査

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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_516-I_528, 2020.

(a) 耐震補強前(b) 耐震補強後図-18 神戸線における被災度分布の比較(下部構造)

表-7 解析ケース一覧
解析ケース
No.1
No.2
No.3
No.4
No.5

対象地震動
1995年兵庫県南部地震再現
上町断層帯地震（北側ケース）
上町断層帯地震（南側ケース）
有馬－高槻断層帯地震南海トラフ地震

有馬－高槻断層帯

実施
本検討
過年度
本検討
本検討
過年度

S1

神戸線

AS4

5.

耐震補強効果の検証(1)

構造物のモデル化

S1
S2

AS1

大阪港・
東大阪線

S2

AS2

S4

1995 年兵庫県南部地震再現

S5
S3

湾岸線

阪神高速では兵庫県南部地震以降，様々な耐震補強を実施しているが，今回の検討ではその耐震補強のうち下上町断層帯部構造の耐震補強に着目し，RC 橋脚に対する鋼板巻立て補強，鋼製橋脚に対する鋼板巻立て補強を考慮した構造，すなわち現況の構造に対し兵庫県南部地震の地震動

図-19 内陸直下型地震の震源域分布を作用させた．
(2)

耐震補強効果の確認

図-18 に耐震補強前後の耐荷力被災度判定の比較を示
す．耐震補強前では神戸線を中心に多くの As 判定が生じているのに対し，耐震補強後では As 判定される下部S2T2

構造はほとんどなく，ほぼ全ての下部構造が C 判定ま
たは D 判定の軽微な損傷に留まる結果となり，耐震補N3強による被災度の低減効果が確認された．ここで，神戸線において As 判定された橋脚は，橋脚に生じる最大せH1ん断力が最大せん断耐力を上回り，せん断破壊と判定さH2れたものである．ランプが接続するなど，幅員が部分的

T3

N2
N1

S1
T1

T4
N4

図-20 南海トラフ地震の震源域分布に拡がる箇所では，地震時の上部構造慣性力が増大する
ため，標準的な RC 橋脚に比べ鉄筋を密に配置させる場

ると予想される．今後は各橋脚をそれぞれ精緻にモデル合があり，表-3 に示す標準的な橋脚を想定して作成し化するなど，橋脚のモデル化の高精度化を図る予定であたグルーピング断面を適用すると耐荷力を小さく評価す

る．

I_524
90

2. 2020 年度の発表論文

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_516-I_528, 2020.

6. 様々な震源域を想定した地震応答シミュレー
ションによる被災度評価に設定した．なお，公開資料に示されていないパラメー
タについては，地震調査研究推進本部地震調査委員会が規定した「震源断層を特性した地震の強震度予測手法(1) 想定地震動（「レシピ」）修正版」に準拠して決定した．また，地震基盤から工学的基盤までの深部情報は，2017 年版の JSHIS 情報 30)を用いて，深部地盤モデルを構築している．

表-7 に本検討で想定する地震動の一覧を示す．過年度検討 2)では，路線全体への影響が大きいと考えられる
る海溝型地震を想定地震動としている．本検討では過年

解析領域は各 SMGA 破壊点を中心に，南海トラフは500km × 500km ，上町断層帯と有馬－高槻断層帯は度実施した 2 つの地震動に加え，上記の 1995 年兵庫県

400km×400km を 100m メッシュで設定した．

上町断層帯による内陸活断層型地震と，南海トラフによ南部地震の再現地震動，破壊パターンが異なる上町断層(2) 地震被害シミュレーション結果

帯地震，有馬－高槻断層帯による内陸活断層型地震の計
5 ケースの地震動と対象とした．ここで，過年度検討で

地震応答解析結果をもとに各橋脚に対して，表-4 に想定した上町断層帯は断層の北側から破壊が始まるケー

示す耐荷力，走行性，復旧性の項目について被災度判定スであったため，本検討では断層の南側から破壊が始まを行い，その各項目についてマッピングを行った．

るケースを追加した．以下，北側から破壊が始まるケー

図-21 に耐荷力ランク，図-22 に走行性ランク，図-23

スを北側ケース，南側から破壊が始まるケースを南側ケに復旧性ランクの三次元分布を図示する．各被災度ラン
クを俯瞰すると，1995 年兵庫県南部地震再現や有馬－ースと称す．
図-19 に上町断層帯，有馬－高槻断層帯，1995 年兵庫高槻断層は被災度が高い箇所が，湾岸線北側や神戸線な

県南部地震再現の震源域分布を，図-20 に南海トラフ地

どの北西部に集中している．一方，上町断層帯の北側ケ震の震源域の分布を示す．深層地盤応答解析は，広帯域

ースと南側ケースでは，耐荷力ランクや走行性ランクの25)~27)により計算を行う．広帯域ハイブリ

被災度の高い箇所が解析対象範囲の全体に分布している

ッド法では，工学的基盤波の長周期成分を剛性マトリッ

ことがわかる．さらに復旧性ランクでは南側ケースでは

クス法 25)，短周期成分を統計的グリーン関数法 26)によっ

湾岸線南側と大阪港・東大阪線東側の一部に被災度が高

ハイブリッド法て求め，マッチングフィルター処理により波形合成を行い箇所が見られるのに対し，北側ケースでは湾岸線全体，う．対象地震の震源域と震源断層パラメータは，上町断

神戸線東側，大阪港・東大阪線全体に被災度が高い箇所

層帯と有馬-高槻断層帯は大阪府自然災害総合防災対策が分布している．南海トラフ地震の被災度は他の内陸活検討 28)を基に，南海トラフ地震は内閣府南海トラフの巨断層型地震と比較して小さい．

大地震モデル検討会の公表データ（陸側ケース）29)を基

以上のように，本検討で実施した地震応答シミュレー

兵庫県南部地震再現

上町断層帯(北側ケース)

有馬-高槻断層帯

南海トラフ*湾岸線のみ図-21 被災度分布の比較(耐荷力)

I_525
91

上町断層帯(南側ケース)

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_516-I_528, 2020.

兵庫県南部地震再現

上町断層帯(南側ケース)

上町断層帯(北側ケース)※高さは段差量を表す

南海トラフ
有馬-高槻断層帯*湾岸線のみ図-22 被災度分布の比較(走行性)上町断層帯(北側ケース)

兵庫県南部地震再現

上町断層帯(南側ケース)
δR/δRa1※残留変位 δRと許容残留変位 δRaの比率が 1 以上のとき復旧性ランクを α とし，1 未満の時は β とする．
南海トラフ
有馬-高槻断層帯*湾岸線のみ図-23 被災度分布の比較(復旧性)

ションでは，対象となる広域道路ネットワーク全体の地震時挙動や地震による被災度を 3D マップ等に表示するより得られた知見を以下にまとめる．

ことで俯瞰的に見ることができる．

・構造物に作用する地震動の継続時間の再現性には課題

ションを実施し，橋脚の被災度評価を試みた．本検討にが残るが，構造物応答に影響を与える周期帯の周期特性については概ね再現した．また，下部構造および支7. まとめ

承の被災度評価について，一定の再現性を確認することができた．

広域道路ネットワークの地震応答シミュレーションに・兵庫県南部地震の地震動を耐震補強前後のそれぞれのより兵庫県南部地震の再現解析を行い，精度検証を行う

構造に対し作用させた構造物応答解析を実施し，耐震とともに，様々な震源域を想定した地震被害シミュレー

補強による下部構造の被災度の低減効果について確認

I_526
92

2. 2020 年度の発表論文

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_516-I_528, 2020.

した．
・異なる震源断層や断層破壊のパターンが違う地震動に対して俯瞰的に評価できるという，広域道路ネットワークの全体解析をメリットを示唆できた．
今後さらに高い精度で再現するためには，解析モデル
精度，被災度判定方法，地震動のそれぞれの再現性を高めていく必要がある．まずは，地震動の再現性向上を目的とし，統計的グリーン関数法と剛性行列法を剛性させたハイブリッド法を用いるとともに，震源モデルの異なるパラメータを用いた地震動作成を行う予定である．
謝辞：本研究は，阪神高速道路株式会社と株式会社地震工学研究開発センターとの「巨大地震発生時における阪神高速道路の全体系応答シミュレーションに関する共同研究」の成果の一部であり，国立研究開発法人理化学研究所のスーパーコンピューター「京」を利用して得られたものである(課題番号 hp170089)．ここに記して関係各位に謝意を表する．
参考文献
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ワークにおける地震被災危険度評価に関する検討，
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，2018.
篠原聖二，馬越一也，中村真貴，本橋英樹，服部匡洋，大石秀雄：スーパーコンピュータを用いた橋梁
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松本崇志，光川直宏，服部匡洋，馬越一也，篠原聖
二：免震支承を有する 4 径間連続鋼箱桁橋における2018 年大阪府北部地震の地震観測記録と応答特性の評価，第 38 回地震工学研究発表会，2018.
佐々木達生，徳橋亮治，服部匡洋，馬越一也，篠原
聖二：10 径間連続 PC 箱桁橋における 2018 年大阪
府北部地震の地震観測記録と応答特性の評価，第 38回地震工学研究発表会，2018.
馬越一也，中村真貴，服部匡洋，大石秀雄，篠原聖
二：長大斜張橋における 2018 年大阪府北部地震の

I_527
93

地震観測記録と応答特性の評価，第 38 回地震工学
研究発表会，2018.
10) 服部匡洋，大石秀雄，加藤祥久，中村真貴，馬越一也，篠原聖二：長大トラス橋における 2018 年大阪
府北部地震の地震観測記録と応答特性の評価，第 38回地震工学研究発表会，2018.
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27) 入倉孝次郎，釜江克宏：1948 年福井地震の強震動－
ハイブリッド法による広周期帯域強震動の再現－，
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28) 大阪府：大阪府地震被害想定調査(大阪府自然災害総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_516-I_528, 2020.

合防災対策検討(地震被害想定)報告書)，
http://www.pref.osaka.lg.jp/kikikanri/keikaku_higaisoutei/index.html，2007. (2020 年 2 月 27 日閲覧)29) 内 閣 府 ： 南 海 ト ラ フ の 巨 大 地 震 モ デ ル 検 討 会 ，
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(2020 年 2 月 27 日閲覧)

30) 国立研究開発法人防災科学技術研究所：J-SHIS 地震
ハザードステーション， http://www.j-shis.bosai.go.jp/ ，2017. (2020 年 2 月 27 日閲覧)(2019.11.12 受付，2020.2.4 修正，2020.2.16 受理)

REPRODUCTION SIMULATION AND DAMAGE PREDICTIONBY EARTHQUAKE DAMAGE SIMULATIONS IN EXPRESSWAY NETWORK
Masahiro HATTORI, Hideo OHISHI, Masaki NAKAMURA,
Kazuya MAGOSHI and Masatsugu SHINOHARA
Earthquake damage simulations in expressway network targeted major earthquakes in the future has
been researched in Hanshin Expressway. This simulation target all Hanshin Expressway route. So, it canevaluate the bridge damage conditions in route units or span units. If damaged piers can be predicted by
the earthquake damage simulation, it is possible to clarify the piers where we should conduct the seismic
reinforcement. In addition, if amount of step displacement on the road surface can be predicted, it is possible to clarify the places where we should prepare equipment to eliminate the steps.
In this study, 1995 Kobe earthquake was tried to reproduce by using this earthquake damage simulation
to verify this simulation accuracy. As a result, the damage dispersion of the actual structures at 1995 Kobe earthquake and this reproduction simulation were coincided. Therefore, this simulation was confirmed
the accuracy.
In addition, earthquake damage simulations targeted various epicenter were conducted, such as Nankai.Trough earthquake and Uemachi earthquake. It was clarified that this simulation system is possible toevaluate pier damages and the amount of step displacement before earthquakes.

I_528
94

第 23 回橋梁等の耐震設計シンポジウム（土木学会）

橋梁上に設置した柱状付属構造物の耐荷力評価に関する
実験的検討

宇野津

哲哉1・田中 将登2・青木 康素2・伊佐杉山 直也1・松本 崇志4・奥田 貴矢4

政晃3

1正会員

（一財）阪神高速先進技術研究所 調査研究部（〒541-0054 大阪府大阪市中央区南本町4-5-7）
阪神高速道路株式会社 技術部 技術推進室（〒530-0005 大阪府大阪市北区中之島3-2-4）
3正会員 阪神高速道路株式会社 大阪保全部 保全事業課（〒552-0023 大阪府大阪市港区港晴2-11-12）
4正会員 株式会社建設技術研究所 大阪本社 構造部（〒541-0045 大阪府大阪市中央区道修町1-6-7）
2正会員

1. はじめに
載荷位置

既往の地震において橋梁上の照明柱やテレビ支柱（以下，柱状付属物と称する）の倒壊や脱落が確認
1)
されており，災害時の機能確保から当該構造物の耐震性を評価することが重要である．本検討では，
柱状付属物に地震荷重が作用した際の各部材の破壊
順序・破壊形態およびそれらを網羅した非線形特性を把握する目的として，柱状付属物基部付近をモデルとして取り出した実物大模型供試体を製作し，静的に正負交番繰返し載荷試験を実施した．また，載荷試験に対する再現解析をFEAにより行い，実構造
物規模の柱状付属構造物における非線形特性に展開するための検討を行った．

載荷位置

開口部ひずみ 1,2

鋼管ひずみ 2

鋼管ひずみ 1

支柱
支柱
リブ PL

鋼管ひずみ 3,4,5

リブ PL
開口部

ベース PL

ベース PL(mm)

2. 載荷試験概要
阪神高速道路では，現行のテレビ支柱と照明柱は(mm)
それぞれ高さ12mと10m程度を標準としているが，
図-1 試験体図 (左：既設ﾃﾚﾋﾞ支柱，右：既設照明柱)
本実験では高さ2.3m程度までの供試体を製作し，ベースプレートから高さ2.0mの位置を載荷点として，
正負交番載荷試験を行った．それぞれの試験体略図
また，テレビ支柱については，過年度検討した結を図-1に示す．繰り返し載荷回数は3回を基本とし果からアンカーボルトが弱点となることが想定された．試験は図-2に示すように，鉛直ジャッキにてテたため，現在設置されている既設テレビ支柱に加え，レビ支柱もしくは照明柱の自重に相当する鉛直荷重
アンカーボルトをD25からD29に変更したアンカー
を常時作用させながら水平ジャッキにて水平力を与ボルト補強モデルとベースプレートを拡幅させアンえた．水平ジャッキの制御方法は変位制御，試験体
カーボルトを増設したベースプレート補強モデルに上部の取付治具に水平ジャッキを固定，載荷させた． ついても実験を行った（図-3）．

96

2. 2020 年度の発表論文

図-2

正負交番載荷試験装置の概要図
図-4

荷重-変位関係（既設テレビ支柱）

3. 載荷試験結果とその評価

(mm)
図-3

支柱，ベースプレート，リブ，アンカーボルトにおいて，図-1および図-3に示す位置で部材軸方向のひずみを計測した．アンカーボルトについては，ベースプレートの変形に伴って伸びることを想定し，鉛直変位を計測した．照明柱については，壁高欄のはらみだし挙動を高精度ラインセンサにより3次元的に計測した．

試験体図 (テレビ支柱(ﾍﾞｰｽﾌﾟﾚｰﾄ拡幅))(1) テレビ支柱
支柱部は直径φ406.4mm，板厚t=19mmの鋼管，ベースプレートはt=25mmの板材で構成しており，D25のアンカーボルト8本でコンクリート基礎に固定した．コンクリート基礎部はRC橋脚天端を模擬して設計基準強度 2)27N/mm2 のコンクリートブロックとした．
(2) 照明柱
支柱部は直径φ190.7mm，板厚t=6mmの鋼管で，D25のアンカーボルト4本でコンクリート基礎に固定(1)既設テレビ支柱
荷重と載荷点における水平変位の関係の実験結果
を図-4に示す．4mmでアンカーボルト①の頂部が降伏ひずみに達したため，降伏変位1δyを4mmとした．
2δy載荷時にはベースプレートが変形し，アンカ
ーボルト①頂部はベースプレートに引張り上げられ
一時的に1mm伸びた．このとき，両端のアンカーボ
ルト②③の頂部でも荷重を負担して降伏ひずみに達した．5δy載荷時にベースプレートがアンカーボル
ト①②の間で降伏ひずみに達し，9δy載荷途中の水平変位35mm時点でアンカーボルト①が11mm程度伸びたところで破断し，最大荷重191kNから荷重が急激に低下した．ただし，その他のアンカーボルトに荷重分散され，全体系としては倒壊に至るような致
命的な破壊には至っておらず，抵抗荷重もその後微増ではあるが増加した．10δy以降は正側への強制変
位 を 単 調 増 加 さ せ て 載 荷 し ， 最 終 的 に 25δy

した．兵庫県南部地震の被災事例では施設配線用の開口部での座屈が多数確認されているため，本実験でも標準図どおりベースプレートから高さ670mm位
置に開口部を設置した（図-1）．高速道路上の照明
柱は，幅250mmの壁高欄天端に設置されており，外（100mm）まで載荷した時点でアンカーボルト③と力作用時にコンクリートで圧壊することも想定されその隣のアンカーボルト④が同時に破断し，大幅なたため，壁高欄を模擬して配力筋D13，主筋D16，2)2
設計基準強度 24N/mm のコンクリート基礎とした． 耐力低下が生じ実験を終了した（図-5）．支柱は最終荷重においても降伏ひずみに至らなかった．
耐荷力評価としては，アンカーボルト①の頂部の破断で最大荷重は落ちるが，他のアンカーボルトに分散されるため全体系としては粘り強いといえる．

97

図-6
図-5

荷重-変位関係（テレビ支柱アンカー補強）

テレビ支柱終局時全景:左，基部(引張側):右上，基部(圧縮側):右下(2) テレビ支柱（アンカー補強）
荷重と載荷点における水平変位の関係の実験結果
を図-6に示す．水平変位8mmで最外縁アンカーボル
図-7 テレビ支柱（ｱﾝｶｰ補強）
ト①頂部が先に降伏したため，降伏変位1δyを8mm
最大荷重（8.5δy）時基部(引張側)とした．ただし，1δyずつ載荷させると損傷イベン
トを捉えられない恐れがあったため，0.5δyずつの載荷とした．
(3) テレビ支柱（ﾍﾞｰｽﾌﾟﾚｰﾄ拡幅）
載荷位置の水平変位が1.5δy（=12.0mm）に到達し荷重と載荷点における水平変位の関係の実験結果た時点で，ベースプレートがアンカーボルト①②のを図-8に示す．載荷位置の水平変位が5mmに到達し間で降伏ひずみに到達した．アンカー①頂部はベーた時点で，アンカーボルトより先にリブプレート下
スプレートに引き上げられ1mm程度伸びた．載荷位部が降伏ひずみに達したため，降伏変位1δyを5mm置の水平変位が2δy（=16.0mm）に到達した時点で， とした．載荷位置の水平変位が3δy（=15 mm）に到
アンカーボルト①に隣接するリブプレート下部が降達した時点で，既設アンカーボルト①，②，③が降伏ひずみに到達した．載荷位置の水平変位が2.5δy
伏ひずみに達した．また，増設リブ頂部付近の支柱（=20.0mm）に到達した時点でアンカーボルト②が， も降伏ひずみに達した．載荷位置の水平変位が4δy
3.5δy（=28.0mm）に到達した時点でアンカーボルト（=20mm）に到達した時点で，既設リブプレート下③が降伏ひずみに到達した．載荷位置の水平変位が部付近のベースプレートが降伏ひずみに到達した．
5.5δy（=44.0mm）に到達した時点で，アンカーボル
載荷位置の水平変位が5δy（=25mm）に到達した時
ト①に隣接するリブプレート頂部と鋼管の結合部が点で，新設アンカーボルト①が降伏ひずみに到達し降伏ひずみに到達した．アンカーボルト①の伸び量
た． 13δy（=65mm）の最大荷重591kNの段階で引は8.4mmとなった．7.5δy（=60.0mm）の最大荷重290kN時点で荷重が低下し，8.5δy（=68.0mm）でア

張側リブプレートのベースプレート側溶接が破断し
荷 重 低 下 が 発 生 し た （ 図 -9 ） ． そ の 後 ， 28δy

ンカーボルト①が破断し耐力が急激に低下した．その後，現行テレビ支柱と同様に隣接ボルトに荷重分散された．その後緩やかに荷重は増加したがストローク限界となったため試験を終了した．なお，支柱
および全てのアンカーボルトの頂部から330mm下に貼付したひずみゲージ位置は最後まで降伏ひずみに至らなかった．
最 大 荷 重 は 現 行 テ レ ビ 支 柱 が 191kN に 対 し ，
290kNとなり50%程度の耐力増加が確認された．ま（=140mm）まで載荷させたがストローク限界となったため試験を終了した．
最 大 荷 重 は ， 既 設 テ レ ビ 支 柱 の 191kN に 対 し591kNと現行テレビ支柱の3倍程度の耐力増加となり，アンカーの破断は生じず，ベースプレートの塑性化
およびリブプレートの溶接部での破断が生じてゆるやかな耐力低下を生じた．最終的には，大幅な耐力低下が生じる前に水平ジャッキのストローク限界に達している．履歴形状よりこれまでのケースと異なり，ベースプレートやリブプレートの塑性化が中心となったエネルギーの吸収に富む構造である．

た，現行と同様の履歴特性となり全体形としては粘り強い構造であった．

98

2. 2020 年度の発表論文

図-8

荷重-変位関係（テレビ支柱ﾍﾞｰｽﾌﾟﾚｰﾄ拡幅）

図-10

荷重-変位関係（既設照明柱）

破断リブプレート

図-9

テレビ支柱（ﾍﾞｰｽﾌﾟﾚｰﾄ拡幅）

最大荷重時（13δy）基部(引張側)(4) 既設照明柱
荷重と載荷点における水平変位の関係の実験結果
図-11 照明柱最大荷重時の全景:左，を図-10に示す．水平変位35mmでアンカーボルト頂基部(引張側):右上，基部(圧縮側):右下部が先に降伏したため，降伏変位1δyを35mmとした．
ただし，1δyずつ載荷させると損傷イベントを捉えられない恐れがあったため，0.5δyずつの載荷とした． ているためと推察される．
2δy（=70mm）の載荷でリブプレート頂部が降伏
ひずみに，3δy（=105mm）の載荷時に開口部の下側位置の鋼管3および5（図-1）で降伏ひずみを超える応答を示した．5δy載荷以降は，1方向（押し側）への強制変位を単調増加させて載荷し，最終的に水平ジャッキのストローク限界である250mmまで載荷した．このとき，図-11に示すように引張側でベースプレートが持ち上げられるように変形し，アンカー
ボルトは4本とも伸びていた．破断や開口部の座屈などの，荷重が急激に落ちるような事象は生じなかった．開口部上側の鋼管 1，2，開口部下側の鋼管4および開口部1，2（図-1）は最終時においても降伏
ひずみに達しなかった．コンクリート壁高欄に着目すると，側面に曲げひび割れが見られたが，はらみだしの挙動は見られなかった．試験終了時の荷重は31.0kN であり，荷重-変位曲線は原点に戻る挙動を示した．
耐荷力評価としては，先にアンカーボルトが降伏
し塑性変形するが，全体系として脆性的に倒壊に至ることはなかった．兵庫県南部地震時に開口部で座屈する現象が見られたが，今回の実験で座屈しなかったのは当時より開口部が補強された構造を採用し4. 実験とFEAの比較
解析は複合非線形解析とし解析プログラムにDIANA3) を用いた．FEモデルを図-12示す．ベース
プレート，ワッシャー，ナット，アンカーボルト，
コンクリート基礎を非線形ソリッド要素，支柱，リブは非線形シェル要素，コンクリート基礎内の鉄筋は非線形埋め込み鉄筋要素とした．コンクリトの応力ひずみ関係は, 圧縮軟化モデルおよび引張軟化モ
デルを組み合わせたものとし4)，ひび割れモデルには分散ひびわれモデルを用いた 3)．鉄筋および鋼材の応力ひずみ関係は，降伏応力度を折れ点としたバイリニアでモデル化し，二次勾配は解析計算の安定性に配慮して初期剛性の1/100とした．各部位の材料特性値には実強度を用いた．ベースプレートとコ
ンクリート基礎の接触要素は，圧縮力には抵抗するが引張力には抵抗しないインターフェイス要素を用いた．外力は，一様に鋼管上部に死荷重を作用させながら水平変位を漸増載荷するプッシュオーバーと
した．

99

支柱

コンクリート基礎

図-12

モデル概略図図-13

図-14

実験と荷重の変位関係

図-15

実験と荷重の変位関係

左）テレビ支柱，右）照明柱

実験と荷重の変位関係示す結果となった．FEAでは8.7mmでアンカーボル
ト①が降伏した(実験では8.0mm)．なお，9.3mm時に水平荷重が低下するが，載荷実験ではそのような挙動は見られなかった．この原因はアンカーボルト①のねじ切り部とベースプレート間に設置している
接触要素の相対変形が急激に大きくなり，水平荷重の伝達が無くなった影響と推定される． FEAにお(1) 既設テレビ支柱
図-13 に実験と解析の載荷点位置における荷重水平変位関係を示す．弾性挙動範囲である 1δy（アンカーボルト①が降伏する）までの水平荷重と水平変位の関係はよく再現できている．一方で，アンカーボルト①の降伏後，実験では解析と比較して剛性けるアンカーボルト①の伸び量は最大でも0.1mmと低下が見られた．ここで，図-13 に記載したアンカ
載荷実験のようなアンカーボルトの伸び現象は見らーボルト①伸び量と水平変位の関係から 2δy まではれなかった．4δy（=16mm）以降の水平荷重は，FEAの方が載荷実験に比較して小さく，水平変位
アンカーボルト①の伸び量を解析で再現できている
20mmで解析が収束できず終了した．
が，それ以降の伸び量の急増は再現できていない．
この要因として，解析ではポアソン効果によるアン
損傷イベントは，FEAでは載荷実験と同様に，ア
カーボルトの細りを反映できていないことが推察さ
ンカーボルト①～②間のベースプレートが降伏し，れる．次に，損傷イベントの比較であるが，水平変
その後リブプレート，アンカーボルト①のねじ切り
位 4mm で実験結果と同様アンカーボルト①が降伏
部が降伏した．
する結果となった．なお，実験後基礎コンクリートを切断し破断したアンカーボルトを目視確認したが， (3) テレビ支柱（ﾍﾞｰｽﾌﾟﾚｰﾄ拡幅モデル）
アンカーボルトとコンクリートの付着切れはなく，
図-15に実験とFEAの載荷点位置における荷重-水ねじ切り部で変形が卓越していたことが分かった．
平変位関係を示す．降伏変位1δy（=5.0mm）におけ(2) テレビ支柱（アンカー補強モデル）
図-14に実験と解析の載荷点位置における荷重-水平変位関係を示す．降伏変位1δy（=8.0mm）の初期剛性はFEAの方が実験に比較して若干高い傾向をる初期剛性と，その後の剛性はFEAが実験に比較して若干高い傾向を示す結果となったが，実験でリブ
プ レ ー ト 溶 接 が 切 れ 荷 重 が 低 下 す る 13 δ y（=65.0mm）まで荷重-変位関係の履歴がほぼ同じであった（FEAではリブプレートは水平変位97mmで100

2. 2020 年度の発表論文

5. まとめ
本検討では，柱状付属物基部付近をモデルとして取り出した実物大模型供試体を製作し，静的に正負
交番繰返し載荷試験を実施し非線形特性に展開するための検討を行った．得られた知見を以下に示す．
1) 既設テレビ支柱では，はじめにアンカーボルト①が降伏強度に達した．アンカーボルト①が破断後，その他のボルトに荷重分担し倒壊に至る
破壊は生じないが，その後単調載荷するとアン
図-16 実験と荷重の変位関係：左，応力コンター：右
カー③④が破断し荷重が急激に低下する結果となった．履歴形状はスリップ型の形状であり，非線形挙動は，支柱が降伏していないことから引張強度に達する）．損傷イベントは，テレビ支柱
鋼製支柱本体の塑性化よりもアンカーボルトのと同様に，既設アンカーボルト①，②，③の順番で塑性化が主体となっている．また，アンカーボ
降伏後，新設アンカーボルト①が降伏する．既設アルトが破断後，他のボルトに荷重が分散される
ンカーボルトが塑性化した後に新設アンカーボルト
ことから，全体的に粘り強い構造であることがに荷重分担していくイベントは実験と同様であった．
分かった．
リブプレートは水平変位7mm時に圧縮側ベースプ
2) アンカー補強モデルも既設と同様にアンカーボ
レート接合位置が降伏し，支柱は水平変位19mm時
ルト①が破断後，隣接アンカーボルトに荷重分に圧縮側リブとの接合位置において局所的に降伏に散されるが，最大荷重は，既設テレビ支柱が至るなど実験値よりイベント発生時の水平変位が大191kNに対し290kNと50%程度の増加となった．
きい結果となった．
3) ベースプレート拡幅モデルでは，他の2ケースとは異なり，先にリブプレートが降伏した後にアンカーボルトが降伏する．最大荷重は，既設テレビ支柱が191kNに対し591kNと既設の3倍程度の増加となった．
4) 既設照明柱では，先にアンカーボルトが降伏に達した．試験終了時にはアンカーボルトの破断や開口部の座屈などの荷重が急激に落ちるような事象は生じず，構造としての限界状態はアンカーボルトの降伏が先行することが明らかとなった．壁高欄コンクリートにははらみだし挙動は見られず，脆性的な破壊は生じなかった．

(4) 既設照明柱図-16に実験とFEAの載荷点位置における荷重-水平変位関係を示す．ここでは，はじめに降伏したア
ンカーボルトに着目した．図より，FEA（青線）では18.5kN載荷時に水平変位43mmでアンカーボルトが降伏するのに対して，実験（黒線）では少し早く降伏する．また剛性もFEAの方が小さい．これは，FEAでは図-18に示すように先に開口部付近に応力が集中しており，アンカーボルトに荷重が伝達されるのが遅れるためと推察される．一方で，実験では正方向，負方向のどちらでも荷重‐水平変位関係の履歴がほぼ同様であり，開口部がない無垢な鋼管と同等の挙動となっている可能性がある．そこで，開口部を設けない鋼管とした場合のFEA（赤線）を実施した．このとき，19.2kN載荷時に水平変位38mm
でアンカーボルトが降伏する結果となり，実験でアンカーボルトが降伏する35mmまでの初期剛性は実験結果をよく再現できている．実験とFEAより，載荷初期の鋼管変形は開口部による剛性低下の影響はなく，開口部方向と開口部逆方向で同様の挙動を示
した．

参考文献
1)

阪神高速道路公団：大震災を乗り越えて－震災復旧
工事誌－， 1997．

2)

阪神高速道路㈱：土木工事共通仕様書，2020.7

3)

DIANA FEA社：DIANA User’s Manual Release 10.2

4)（公社）土木学会：2017 年制定コンクリート標準示
方書[設計編]5)

伊佐政晃，篠原聖二，青木康素，宇野津哲哉，松本
崇志，小野寺周：橋梁上に設置した柱状付属構造物の耐荷力評価に関する実験的検討，第 39 回地震工学
研究発表会，A-23_1480，2019.

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August 27-29, 2020. Fukuoka, Japan                                    
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2d-0067

The 17th World Conference on Earthquake Engineering

17th World Conference on Earthquake Engineering, 17WCEE
Sendai, Japan - September 13th to 18th 2020
Paper N° C002182
Registration Code: S-A00954

REPRODUCTION SIMULATION OF 1995 KOBE EARTHQUAKE BY
EARTHQUAKE DAMAGE SIMULATIONS IN EXPRESSWAY NETWORK
M. Hattori (1), H. Ohishi (2), M. Shinohara(3), M. Nakamura(4) , K. Magoshi(5)Hanshin Expressway Technology Center, hattori_m@tech-center.or.jp
Hanshin Expressway Technology Center, oishi@tech-center.or.jp(3)
Hanshin Expressway Company Limited, masatsugu-shinohara@hanshin-exp.co.jp(4)
Earthquake Engineering Research Center Inc, nakamura@eerc.co.jp(5)
Earthquake Engineering Research Center Inc, magoshi@eerc.co.jp(1)(2)

Abstract
Earthquake damage simulations in expressway network targeted major earthquakes in the future has been researched in
Hanshin Expressway. This simulations target all Hanshin Expressway route. So, it can evaluate the bridge damage
conditions in route units or span units. If damaged piers can be predicted by the earthquake damage simulation, it ispossible to clarify the piers where we should conduct the seismic reinforcement. In addition, if amount of step
displacement on the road surface can be predicted, it is possible to clarify the places where we should prepare
equipment to eliminate the steps.
This earthquake damage simulation system is divided into three stages. Every earthquake simulation delivers thesimulation results.
Step 1 : Deep ground response analysis (from epicenter to engineering foundation)
Step 2 : Shallow ground response analysis (from engineering foundation to pier foundation)
Step 3 : Structural response analysis
In this study, 1995 Kobe earthquake was tried to reproduce by using this earthquake damage simulation to verify thissimulation accuracy. As a result, the damage dispersion of the actual structures at 1995 Kobe earthquake and thisreproduction simulation were coincided. Therefore, this simulation was confirmed the accuracy.
In addition, earthquake damage simulations targeted various epicenter were conducted, such as Nankai Troughearthquake and Uemachi earthquake. It was clarified that this simulation system is possible to evaluate pier damages
and the amount of step displacement before earthquakes.

Keywords: earthquake damage simulation, expressway network, 1995 Kobe earthquake© The 17th World Conference on Earthquake Engineering- 2d-0067 -120

2. 2020 年度の発表論文

2d-0067

The 17th World Conference on Earthquake Engineering

17th World Conference on Earthquake Engineering, 17WCEE
Sendai, Japan - September 13th to 18th 2020

1. Introduction
On Hanshin Expressway, seismic retrofit projects have been conducted after 1995 Kobe earthquake, i.e.
strengthening of bridge piers, ensuring adequate seating of girders and improving bridge restrainers. In
addition, earthquake damage simulations in expressway network targeted major earthquakes in the future has
been also researched as one of efforts for preventing and mitigating disasters. These simulations target all
Hanshin Expressway route. Therefore, it can evaluate the bridge damage conditions in route units or section
units. If damaged piers can be predicted by the earthquake damage simulation, it is possible to clarify thepiers where we should conduct the seismic reinforcement. In addition, if amount of step displacement on theroad surface can be predicted, it is possible to clarify the places where we should prepare equipment toeliminate the steps.
In this study, 1995 Kobe earthquake was tried to reproduce by using this earthquake damage
simulation to verify this simulation accuracy. In addition, earthquake damage simulations targeted various
epicenter were conducted, such as Nankai Trough earthquake and Uemachi earthquake. In this paper, thesesimulation results were reported at the current level.

2. Method of earthquake damage simulations in expressway network
As shown in Fig. 1, this earthquake damage simulation system is divided into 3 steps. Step 1 is “Deepground response analysis” which evaluate transmission of earthquake ground motions from epicenter to baseground surface for seismic design. Step1 results (such as acceleration response values at base ground surface
for seismic design) are passed to Step 2. Step 2 is “Shallow ground response analysis” which evaluate
amplification of earthquake ground motions from base ground surface for seismic design to each of pierfoundations. In Step 2, 1-dimensional non-linear dynamic analyses for shallow grounds below each of pierfoundations are conducted. Step 2 results (such as accelerations response values just below pier foundations)are passed to Step 3. Step 3 is "Structural response analysis" which evaluate seismic behavior of bridges.
Step 3： Structural response analysis

Step 2: Shallow ground response analysis

Step 1: Deep ground response analysis

Fig. 1 – Method of the arthquake damage simulation in expressway network
Table 1 shows the current analysis methods and analysis models. There are some analytical methods
and analytical models in each of the steps. We will improve the accuracy level of analytical methods andanalytical models sequentially in the future.

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Table 1 – Current analytical methods and analytical models
earthquake response analysis which ground motions passed from
Step2 were inputted at below each of pier foundations
sequential nonlinear dynamic analysis (YUSAYUSA etc.)- available for large strain occurred- difficult to consider frequency characteristics
Statistical Green's function method- easy to calculate short period component of ground motions- impossible to calculate long period component of groundmotions

Structural response analysis
Shallow ground response analysis

Deep ground response analysis

3. Construction of analytical models
3.1 Deep ground response analysis model (Step1)
Fig.2 shows the fault model for 1995 Kobe Earthquake. Nozu et al. used this model and almost reproduced
1995 Kobe earthquake ground motion [1]. Statistical Green's function method was used in this reproduction
analysis. Analytical region was set at 400 km x 400 km centering on SMGA fracture point and was divided
with a 100m mesh.
Arima-Takatsuki fault

Depth (km)Osakako andHigashiosaka
RouteKobe Route

Fault of 1995 Kobe Earthquake

Asperity 2

Asperity 4

Asperity 1
Fracture point

Wangan RouteDistance of trabel direction (km)Uemachi fault(b) fracture point and asperities(a) fault distribution([1] Fig.9 quoted)

Fig. 2 – Fault model for 1995 Kobe Earthquake
Table 2 shows the details of its parameters. Unpublished parameters were set based on "Strong groundmotion prediction method for earthquakes with specified source faults” (“Recipe”) published by the
Headquarters for Earthquake Research Promotion [2].

3
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Table 2 – the details of 1995 Kobe Earthquake fault model parameters
Name of fault
Position at southwest tip of fault
Average angle of fault travel direction θ (°)
Average angle of fault inclination direction δ (°)
Average angle of fault slip λ (°)

Fault length L (km)
Fault width W (km)
Fault section S (km2)
Head depth of fault Z0 (km)Moment of Earthquake (N・ m)
Magnitude of Earthquake Mw
Average amount of slip (m)Asperity1 Asperity2 Asperity4
34.616700 34.635673 34.688183
135.02940 135.05923 135.18803
N53
N53E
N233E
90
90
85
0
0
0
8
4.8
12.8
6.4
4.8
8
51
23
102
3.0
3.0
3.0
3.40E+17 1.30E+18 2.30E+18
6.0
5.6
6.2
0.7
0.4
0.7

3.2 Shallow ground response analysis model (Step2)
In the shallow ground response analysis, analytical models reproduced the ground structures at immediately
below each pier foundation. Ground constants of analytical models were set based on boring data in the
Kansai Geo-informatics database [3]. When the analytical models were built, the nearest boring data fromeach of pier foundations were used because boring data was limited [4]. In this study, shallow ground was
divided into 4 geological groups, alluvial sand (As), alluvial clay (Ac), diluvial sand (Ds) and diluvial clay
(Dc). Hyperbolic curve models were applied to each of groups and were set based on the triaxial test resultsin the Kansai Geo-informatics database.

3.3 Structural response analysis model (Step3)
Fig. 3 shows examples of the structural response analysis model by SeanFEM[5,6]. At this stage, structural
response analysis models of Kobe Route, Wangan Route, Kita-Kobe Route, Higashiosaka Route andOsakako Route were constructed. All route analytical models in Hanshin Expressway will be constructed in
2020.

(a) near Awaza Curve(b) near Tenpozan Junction

Fig. 3 – Examples of the structural response analysis model
Table 3 shows elements of the structural response analysis models. Super structurers were modeled bylinear elements. Steel bearings were reproduced the support conditions and rubber bearings were modeled by

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spring elements with equivalent rigidity. Piers were modeled by nonlinear elements. Pier foundations weremodeled by spring elements.
Table 3 – Elements of structural response analysis models
Superstructures linear beam element
Steel bearings : fixed or movable
Bearings
Rubber bearings : spring element(with goruping equivalent rigidity)
Piernonlinear beam element (groping)Pier foundation spring element (S-R model)

In this study, all piers in Hanshin Expressway were divided into 13 groups according to structuralconfiguration and diameter of the cross section, and the representative piers were selected from each of thegroups. The representative pier’s cross section was applied to that of piers divided into same group. Seismic
reinforcement has been conducted after 1995 Kobe Earthquake in Hanshin Expressway, i.e. steel piers werefilled with concrete or RC piers were wrapped by steel plates. The analysis models had unreinforcement
cross sections to reproduce structural condition at the time of the earthquake. In addition, as shown in Fig. 4,
Pilz piers collapsed at the earthquake were modeled based on the drawing at the time.

Dural box
girders withsteel deckBaseisolators(a) before the earthquake (Pilz pier)(b) after the earthquake

Fig. 4 – Cross-section before and after the earthquake

4. REPRODUCTION SIMULATION OF 1995 KOBE EARTHQUAKEThe reproduction simulation results of 1995 Kobe Earthquake are shown below. Further, this study onearthquake damage simulations in expressway network is in a research and development stage. The accuracyof the analysis results will be verified in the future.

4.1 Deep ground response analysis
Fig. 5 shows the maximum acceleration values distribution at the base ground surface for seismic design. It
is confirmed that maximum acceleration values calculated on Kobe Route because the point was near the
epicenter of 1995 Kobe Earthquake.

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Fig. 5 – the maximum acceleration values distribution at the base ground surface for seismic design

4.2 Shallow ground response analysis
Fig. 6 shows the maximum acceleration values distribution at the base ground surface for seismic design andthe ground surface below each of pier foundations. Although large accelerations at ground surface were
calculated on Kobe Route, the acceleration values at the ground surface were lower than at the base groundsurface for seismic design.

基盤波（並進 RSS
Accelerationsat）the base ground surface for seismic design

Accelerationsat）the ground surface
地表面波（並進 RSSHeightshows the maximum acceleration values※高さは最大加速度を表す※高さは最大加速度を表す
Heightshows the maximum acceleration values

Route路線名
namethe maximum
最大加速度(gal) acceleration values
湾岸線
Wangan
Route
1000
Kobe Route
神戸線
500
0
Osakako/Higashiosaka
大阪港・東大阪線

Route路線名
namethe maximum
最大加速度(gal) acceleration values
湾岸線
Wangan
Route
1000
神戸線
Kobe Route
500
0Osakako/Higashiosaka
大阪港・東大阪線(a) at the base ground surface for seismic design(b) at the ground surface

Fig. 6 – the maximum acceleration values distribution
Fig.7 shows the time history accelerations at the ground surface of the actual observation record andthe reproduction analysis. Here, the observation record was recorded at Kobe-S observation station by theStrong Motion Earthquake observation in Japanese Ports [7]. This record was selected because it wasthought that the station was the nearest of all stations recorded at the earthquake ground motions. The
analysis results were picked up at the pier position close to Kobe-S observation station. The distance from
Kobe-S observation station to the objective point in reproduction analysis is about 330 m.
Fig.8 shows the acceleration response spectrum at the ground surface of the actual observation record
and the reproduction analysis. The NS and EW components of the observation record are dominant at aperiod of about 1.5 seconds. All components of the reproducibility analysis are dominant at a period of

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around 0.2 seconds and 1.5 seconds. General piers have eigen period over 0.2 seconds in Hanshin
Expressway, the simulation results were similar to the observation record in period band of structural
response. However, in the NS and EW components of the observation record, the main motion continued forabout 5 seconds after the seismic motion reached the observation point, but in the reproduction analysis, themain motion continued for about 15 seconds. Therefore, the reproducible analysis evaluated the duration of
the ground motion longer than the observation record. It was thought that the parameter of the epicentermodel in the deep ground response analysis effect on the duration of the ground motion. Therefore, deep
ground response analysis with different parameters will be conducted to improve the accuracy of the groundmotion.

1000

0
-500
-1000

0

10

20

30

NS

500

加速度(gal)Acceleration (gal)Acceleration (gal)

加速度(gal)

1000

NS

500

0
-500
-1000

40

0

10

20

1000

Acceleration (gal)

0
-500
-1000

0

10

20

30

-1000

40

0

10

20

加速度(gal)Acceleration (gal)Acceleration (gal)

加速度(gal)

1000

0
-500
-1000

10

20

30

30

40

UD

500
0
-500

-1000

0

40

Time (s)

UD

500

30

0
-500

Time (s)
1000

40

EW

500

加速度(gal)Acceleration (gal)

加速度(gal)

1000

EW

500

30

Time (s)Time (s)

40

0

10

20

Time (s)Time (s)(a) observation record(b) reproduction analysis

10000

1000

1000

応答スペクトル (gal)10000

Acceleration esponse spectrum (gal)Acceleration esponse spectrum (gal)

応答スペクトル (gal)Fig. 7 – The time history accelerations at the ground surface

100
10

NS
EW

1

UD

Type
II-III Ⅱ
of design
earthquake ground motions
タイプ
-Ⅲ種地盤

0.1

0.1

1

Period
周期 (sec)
(s)

100
10

(a) observation record

EW

1

UD

Type II-III Ⅱ
of design
earthquake ground motions
タイプ- Ⅲ種地盤

0.1

10

NS

0.1

1

Period (sec)周期(s)(b) reproduction analysis

Fig. 8 – The acceleration response spectrum at the ground surface

7© The 17th World Conference on Earthquake Engineering- 2d-0067 -

126

10

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4.3 Structural response analysis
Fig.9 shows the deformation modes near Higashi-Kobe Bridge at about 12 second and 18 second
from occurring the earthquake. Fig.10 shows damage level criteria of piers along Kobe Route. Here,
5 ranks from As to D were set for the damage level criteria of pier capacity. The investigation
results at the time were classified based on the actual external damage after 1995 the earthquake.
The damage level criteria of them was determined by the policies as shown in Table-4. In
reproduction analysis, it was determined according to the maximum strains of longitudinal rebars,
those of concrete and the maximum shear capacity. Thresholds to class the damage level criteria
were set based on prevent examinations and the latest design specification [8-10]. Focusing on Pilz
piers along Kobe Route collapsed by 1995 Kobe Earthquake, it was classified as “As” in theinvestigation result. In the reproduction analysis results, it was classified as “As” although not allspans. Therefore, it was confirmed that there was a certain accuracy to class damage level criteria ofpiers under large earthquakes.

(a) about 12 sec.

(b) about 18 sec.

Fig. 9 – The acceleration response spectrum at the ground surface

Damage level criteria

耐荷力ランク判定(被害調査結果)

Investigation

Pilz section

As

Investigation

A
B
C
D
18

18.5

19

19.5

20

20.5

21

21.5

Damage level criteria

耐荷力ランク判定(解析結果)

AnalysisAs

22

距離 (km)Pilz section
Analysis

A
B
C
D
18

18.5

19

19.5

20

20.5

21

21.5

22

距離 (km)(a) along Kobe Route(b) around Pilz section

Fig. 10 – damage level criteria of piers along8© The 17th World Conference on Earthquake Engineering- 2d-0067 -127

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Table 4 – The policies for the damage level criteria
Rankdamage level
As Collapse or toppling, or equivalent damage
Damage affecting the load carrying capacity significantly and causing risk ofApotential life-threatening secondary disasters
B
C
D

amage affecting the load carrying capacity but allowing for temporary use aslong as it does not worsen any further during aftershocks or under live load
Damage with no adverse effects on the short-term load carrying capacity

Damage with no specific effects on the load carrying capacity

5. Damage evaluation by earthquake response simulations for various hypocenter
5.1 Assumed ground motion
Table 5 shows a list of ground motions assumed in this study. In this study, 4 inland active fault type
earthquake and 1 trench type earthquake were assumed. Uemachi Earthquake (South collapsed case andNorth collapsed case), Arima-Takatsuki Earthquake and 1995 Kobe Earthquake were targeted as inland
active fault type earthquake. Nankai Trough Earthquake was targeted as trench type earthquake.
Fig.2 shows the fault distribution of Uemachi Earthquake, Arima-Takatsuki Earthquake and 1995
Kobe Earthquake. The seismic center distribution and the fault parameters of the target earthquakes are
based on the Osaka Prefectural Natural Disaster Prevention Measures for Uemachi Earthquake and ArimaTakatsuki Earthquake [11]. Analytical region for Uemachi Earthquake and Arima-Takatsuki Earthquake
were set at 400 km x 400 km centering on SMGA fracture point and was divided with a 100m mesh.
Fig.11 shows the fault distribution of Nankai Trough Earthquake. The seismic center distribution andthe fault parameters of Nankai Trough was based on published data (land side case) by the Cabinet OfficeNankai Trough Great Earthquake Model Study Group [12]. Parameters that are not shown in the public
documents were set based on “Recipe”. The deep ground response analysis model was built based on J-SHIS
information (ver. 2017) [13]. Analytical region for Nankai Trough Earthquake was set at 500 km x 500 km
centering on SMGA fracture point and was divided with a 100m mesh.

Table 5 – Analysis case
Case
Earthquake ground motions
1 1995 Kobe earthquake
2 Uemachi fault earthquake (north fault case)
3 Uemachi fault earthquake (south fault case)
4 Arima-Takatsuki fault earthquake
5 Nankai Trough earthquake

Fig.11 – Fault model for Nankai Trough Earthquake

9© The 17th World Conference on Earthquake Engineering- 2d-0067 -128

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5.2 Earthquake damage simulation results
Fig.12 shows the damage degree maps of pier capacity at each pier based on earthquake response simulations.
It was calculated that some piers along Wangan Route or Kobe Route were greatly damaged under 1995
Kobe Earthquake and Arima-Takatsuki Earthquake. It was also calculated that some piers along the entire
route were greatly damaged under Uemachi Earthquake (north failure case and south failure case). The
number of damaged piers under Nankai Trough earthquake was lower than other earthquakes.
Fig.12 also shows those of car runnability based on earthquake response simulations. As a result, it
was clarified that this simulation system is possible to evaluate pier damages and the amount of step
displacement before earthquakes.

Case 2
上町断層帯(北側ケース)

Case 1
兵庫県南部地震再現

上町断層帯(南側ケー
Case 3ス)

Damage level criteria of pier capacity

南海トラフ
Case
5
*湾岸線のみ*only Wangan
Route

Case 4有馬-高槻断層帯

Case 1Case 3

Case 2

Damage level criteria of car runnabilityabcdCase 5*only Wangan RouteCase 4

Fig. 12 – damage level criteria of pier capacity and car runnability
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6. Conclusion
In this study, 1995 Kobe earthquake was tried to reproduce by using this earthquake damage simulation to
verify this simulation accuracy. As a result, the damage dispersion of the actual structures at 1995 Kobe
earthquake and this reproduction simulation were coincided. Therefore, this simulation was confirmed theaccuracy.
In addition, earthquake damage simulations targeted various epicenter were conducted, such as Nankai
Trough earthquake and Uemachi earthquake. It was clarified that this simulation system is possible toevaluate pier damages and the amount of step displacement before earthquakes.
In this paper, we showed the simulation results in a research and development stage. In order toimprove prediction accuracy of this simulation system in the future, it is necessary to improve the level ofanalysis model for structural response analysis. It is also necessary to reevaluate the parameters using groundmotion analysis and thresholds determining the degree of damage.

7. Acknowledgments
This research is part of the joint research between Hanshin Expressway Co., Ltd. and the Earthquake
Engineering Research and Development Center Co., Ltd. on “joint research on earthquake response
simulation for Hanshin Expressway network under large earthquake. We thank all the parties concerned here.

8. References[1] Nozu A, Nagao T, Yamada M (2007): Site amplification factors for strong-motion sites in Japan based on spectral
inversion technique and their use for strong-motion evaluation. 7th Journal of JAEE, 2nd edition. (in Japanese)[2] The Headquarters for Earthquake Research Promotion (2016): Strong ground motion prediction method forearthquakes with specified source faults (“Recipe”) (in Japanese)
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The 2011 off the Pacific coast of Tohoku Earthquake, Journal of Structural Engineering, Vol.59A, 516-526. (inJapanese)[10] Abe M, Yoshida J, Fujino Y, Morishige Y, Uno S, Usami S (2004): Experimental investigation of ultimate
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11© The 17th World Conference on Earthquake Engineering- 2d-0067 -130

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17th World Conference on Earthquake Engineering, 17WCEE
Sendai, Japan - September 13th to 18th 2020[13] National Research Institute for Earthquake Science and Disaster Resilience (2017): Japan Seismic Hazard
Information Station, http://www.j-shis.bosai.go.jp/ [Accessed Feb. 28, 2020] (in Japanese)

12© The 17th World Conference on Earthquake Engineering- 2d-0067 -131阪神高速道路第 52 回技術研究発表会論文集

阪神高速道路全路線モデルを用いた
兵庫県南部地震の再現シミュレーション
服部匡洋1・大石秀雄1・伊佐政晃2
1(一財)阪神高速道路技術センター調査研究部
2 技術部技術推進室

要約
阪神高速道路では，今後発生が予想される巨大地震に備えるため，広域道路ネットワークの地震被害
シミュレーションに関する研究を進めてきた．1995年兵庫県南部地震の再現シミュレーションを行い，震災当時に観測された地表面加速度や橋脚の被災度を一定の精度で再現できることを明らかにした．また，様々な震源域を想定した地震被害シミュレーションを実施することで，損傷の生じやすい橋脚や地震直後の路面の段差が生じやすい箇所を抽出できることを示した．本稿は，地震被害シミュレーションの更なる精度検証のため，兵庫県南部地震の震源モデルや震災当時の構造条件との違いに着目した兵庫
県南部地震の再現シミュレーションを行うとともに，全路線モデルの今後の活用方法について言及したものである．

キーワード: 広域道路ネットワーク，兵庫県南部地震，被災再現解析

１．はじめに阪神高速道路では， 1995 年 1 月 17日に発生した兵庫県南部地震により甚大な被害を受けて以降，橋梁の下部構造の耐震補強や上部構造の落橋防止対策等，構造物の被害を最小に留めるよう対策を行
うともに，災害時にも関西圏のライフラインとして機能することを目指した防災・減災対策にも積極的に取り組んでいる．その取り組みの1つとして，
今後発生が予想される南海トラフ地震や都市直下型地震のような様々な震源域を想定した広域道路
ネットワークの地震応答シミュレーションに関する研究 1),2) を進めている．これは，一般的な橋梁の設計に用いられる数径間程度の橋梁単位の地震応
答解析ではなく，阪神高速道路全路線を対象とした広域の地震応答シミュレーションを行うことで，地震による構造物の損傷程度を路線単位や出入口・ジャンクション間の区間単位で評価するものである．広域道路ネットワークの地震応答シミュ
レーションを実施することで，様々な震源域を想定した地震動に対し，予め路線単位または橋梁単位の損傷状況を把握でき，耐震補強の優先度の高い部材や橋梁，路線を抽出することができるとともに，地震直後に実施する緊急点検においても，地震応答シミュレーションにより得られた被災度
判定分布を踏まえ，重点的に着目すべき路線，橋梁を明らかにできるなど，耐震対策や緊急点検計

132

画の合理化に役立てられる．また，地震応答シミュレーションの結果に基づき，地震後にかけ違い部で生じる段差量を推定することで，土嚢や敷鉄板などの資機材配置の最適化に繋がると考えられる．
このような背景から，著者らは，広域道路ネッ
トワークの地震被害シミュレーションの実務への実装に向けた取り組みをH30年度から開始した．検討の第一段階として， 2017 年度は阪神高速道路湾岸線の約55 kmの区間を対象に上町断層を震源域とする地震応答シミュレーションを行い，地震発生後の橋脚の耐荷力評価，支承部の段差量に基づいた走行性評価の可能性を示した1)．また，2018年度
は湾岸線に加え，神戸線，北神戸線，大阪港線，東大阪線の構造物モデルの作成を行い， 1995 年兵
庫県南部地震の地震動の作成及び下部構造の耐震
補強前の断面諸元を再現したモデルの構築を行い，再現シミュレーションを実施することで，現段階の解析手法及び解析モデルであっても下部構造や支承部の損傷状況を一定程度の精度で再現できることを確認した2)．
2019 年度は更なる精度検証のため，再現地震動，構造解析モデルのそれぞれの精度について見直し，
改めて兵庫県南部地震の再現シミュレーションを実施した．また，解析モデルの一例を図-1に示す．
2019 年度も 2018 年度に引き続き解析モデルの拡大を進め，阪神高速道路全路線のモデル構築が完了

2. 2020 年度の発表論文(a) 天保山ジャンクション付近(b) 中之島付近(c) 港大橋付近(d) 東神戸大橋付近
図-1

阪神高速全路線モデルの一例

した．本稿では，兵庫県南部地震の再現シミュレーション結果と全路線モデルを実務において活用するための今後の展望について示す．

STEP3：構造物応答解析

２．地震被害シミュレーションの方法
STEP2：表層地盤応答解析

広域道路ネットワークの地震応答シミュレーシ
ョンは，図-2に示す通り， STEP 1 ：震源域から工学的基盤までの深層地盤応答解析， STEP 2 ：工学的基盤から地表面までの表層地盤応答解析， STEP
3 ：構造物の基礎から上部構造までの構造物応答解
析の 3 段階で実施する．それぞれの地震応答解析において，順次，解析結果を受け渡すことにより，
道路ネットワーク上の各構造物の応答や損傷を評価する．各 STEP における解析手法や解析モデルの構築方法については複数の方法が考えられ，その方法毎に精度のレベルが異なる．今後順次解析手法や解析モデルの精度レベルを向上させていく．

STEP1：深層地盤応答解析

図-2

地震被害シミュレーションの方法
表-1

構造物
応答解析

各基礎位置へそれぞれの波形を入力する地動解析

表層地盤
応答解析

逐次非線形解析（YUSAYUSA等）
・大ひずみでも適用可能（ただし，全応力解析では液状化は考慮できない）
・周波数特性の考慮が複雑

深層地盤
応答解析

統計的グリーン関数法
・短周期成分の計算が容易
・長周期成分が考慮できない

３．解析モデルの構築

表-2
上部構造

(1) 深層地盤応答解析モデル
現段階の解析手法及び解析モデルを表-1及び表2に示す． 1995 年兵庫県南部地震の再現にあたり，
図-3，図-4に示す深層地盤応答解析は野津の再現
解析 3) で用いた山田の特性化震源モデル ( 神戸側部分)4)を用いた．なお，公開資料に示されていないパラメータについては，地震調査研究推進本部地震調査委員会(2016)が規定した「震源断層を特性した

解析手法

解析モデル

線形梁モデル

支承

鋼製支承：固定・可動のの支持条件
分散ゴム，免震支承：グルーピングした等価剛性

橋脚

ファイバーモデル（グルーピング）

基礎ばね

S-Rモデル

基礎-地盤系 直近のボーリング位置と同じ値をそのまま使う

地震の強震度予測手法 ( 「レシピ」 ) 修正版」 5)に準拠して決定した．表-3にパラメータの詳細を示す．
計算には統計的グリーン関数法を用いた．また，

133

解析領域は各SMGA破壊点を中心に400km×400kmを100mメッシュで設定した．
(2) 表層地盤応答解析モデル
STEP2の表層地盤応答解析には，地震応答解析プ
ログラムYUSAYUSA6)を使用した．ここでは一次元の全応力解析を実施しており，表層地盤の液状化は考慮していない．表層地盤のモデル化にあたっては，関西圏地盤情報データベースのボーリング
データ 7)に基づき地盤定数を設定した．ボーリング
データについては，必ずしも橋脚位置ごとに存在していない．既存のボーリングデータが存在しない橋脚位置の表層地盤のモデル化や基礎ばねの設定方法については，桐生ら8)の比較検討の結果をもとに，「最近法」を適用した．また，表層地盤の非線形特性は，関西圏地盤情報データベースの三軸試験結果に基づき，沖積層 (As， Ac) と洪積層 (Ds，Dc)の4種類の双曲線モデルを設定した2)．

STEP3の構造物応答解析には，地震応答解析プロ
グラム SeanFEM9)を使用した．構造物応答解析では下部構造の橋脚材種，寸法に応じて表-4に示す 13の断面グループに分類し，各グループの代表断面をファイバー要素に割り当てモデル化している．
兵庫県南部地震の再現を実施するにあたっては，
兵庫県南部地震当時の実構造物に近い断面とする
ため， 13 の断面グループから鋼製橋脚は充填コン
クリートを，RC 橋脚は補強巻立て部分を削除してモデル化した．また，神戸線における支承部のモ
デル化については，図-5及び図-6に示すように兵庫県南部地震当時の支承条件について当時の竣工図を調査し，これを構造物解析モデルに反映した．
さらに，倒壊したピルツ式橋脚の区間については，図面を基に被災当時の精緻なファイバー断面を作成し，構造物解析モデルに組み込んだ．

(3) 構造物応答解析モデル

表-4
断面

橋脚断面グルーピング

材質

グループ

形状

橋脚幅

グループ①

3m

グループ②

鋼材

グループ③
グループ④

矩形

4m
5m

円形

-

グループ⑤

2m

グループ⑥

3m
矩形

グループ⑦
グループ⑧
グループ⑨

5m

コンクリート

6m
3m
円形

グループ⑪

4m

グループ⑫

5m
橋台

グループ⑬

兵庫県南部地震震源モデル

ファイバー
断面

4m

グループ⑩

図-3

モデル化

線形はり

被災当時

現況構造

図-4

想定する破壊開始点及びアスペリティ表-3

震源モデルの詳細パラメータ
震源モデルの詳細パラメータ (野津(2007))

断層名

ｱｽﾍﾟﾘﾃｨ1

ｱｽﾍﾟﾘﾃｨ2

図-5
ｱｽﾍﾟﾘﾃｨ4

34.635673

34.688183

1200

135.059231

135.188025

1000

平均走向角 θ(°)

N53E

N53E

N233E

800

平均傾斜角δ(°)

90

90

85

平均すべり角λ(°)

0

0

0

断層長 L(km)

4.8

8

12.8

断層幅 W(km)個数34.616700
135.029400

南西端位置

支承条件の比較(神戸線)

1400

600
400
200

4.8

6.4

8

断層面積 S(km )

23

51

102

0

可動

固定

断層上端深さ Z0(km)

3.0

3.0

3.0

被災当時

1264

1101

0

地震モーメント(N・m)

3.40E+17

1.30E+18

2.30E+18

現況構造

758

781

866

2

マグニチュードMw

5.6

6.0

6.2

平均すべり量(m)

0.4

0.7

0.7

図-6

134

弾性

支承種類ごとの基数の比較(神戸線)2. 2020 年度の発表論文

害調査結果に比べわずかに少なく評価される．このとき，ピルツ区間の橋脚ではせん断耐力を超過する最大せん断力が生じ，せん断破壊によりAs 判定に区分されており，破壊形態が実際の被害状況に対応する結果となった．
(b) 鋼製橋脚の損傷の再現性
鋼製橋脚である神P-584 周辺の被害調査結果と被４．兵庫県南部地震の再現シミュレーション(1) 表層地盤応答解析
1995 年兵庫県南部地震において東神戸大橋で観測された波形と再現解析により得られた波形の加速度応答スペクトルの比較を図-7に示す．再現解析により加速度応答スペクトルの形状を概ね再現できていることを示した．
(2) 構造物応答解析(a) 神戸線の被災度判定分布
神戸線における各橋脚の被害調査結果と再現解析結果の被災度判定の比較を図-8に示す．ここで示す被害調査結果は 1995 年兵庫県南部地震直後に外観損傷から判定区分された結果である10),11)．また，
再現解析結果は被災度判定方針に基づき外観損傷に対応する閾値を設定し，構造物応答解析で得られた最大応答ひずみ，最大せん断力により判定区分した結果を示している 2)．被災度判定は 5 つの被災度判定(As: 倒壊，A: 大被害，B: 中被害，C: 小被害，D: 被害なし)に分類している．As 判定された橋脚基数は，被害調査では 72 基であったのに対し，被災再現解析では 58 基であり，再現解析結果が被被害調査結果ピルツ区間

図-7

観測記録との比較(東神戸大橋)

再現解析結果

図-8

ピルツ区間

被災度判定分布の比較(神戸線)

神 P-584

図-9

神 P-584 周辺の被災度判定の比較

135

神 P-688

図-10

神 P-688 周辺の被災度判定の比較

周期範囲
～0.2
0.2～0.5
0.5～

図-11

図-12

支承部に生じる段差量分布

災再現結果の被災度判定の比較を図-9に示す．上部構造のモデル化は現在の構造物情報を基に作成しているため，再現解析モデルでは神 P-584 の上部構造は三径間連続桁となっている．しかしながら，被災当時の図面では神P-584 の上部構造は3 つの単純桁であったため，被災度判定に差異が生じていると考えられる．被災当時と同じ上部構造条件の神P-588から神P-591では橋脚の被災度判定は被害調査結果と同じであった．
(c) RC橋脚の損傷の再現性
RC 橋脚である神P-688周辺の被害調査結果と被災再現解析の被災度判定の比較を図-10に示す．神 P688 については，被災当時の構造と現況の構造で同一の支承条件となっており，この径間で最も被害の大きかった神 P-688 では，被害調査結果の As判定を再現している．また，神 P-687 ，神 P-689 ，神 P690についても，D判定とC判定の違いはあるものの，
神 P-688 に比べ損傷が小さい傾向を捉えられることを確認した．

136

各橋梁の固有周期分布

５．今後の展望
本検討により， 1995 年兵庫県地震時の被災度判定を一定の精度で再現できることを改めて確認した．この全路線モデルの実務での活用場面の一例
として，下記が考えられる．
(1) 支承部の耐震補強優先順位付け及び段差防止材の配置計画の合理化に向けた検討
南海トラフ地震が作用した場合に支承部に生じうる段差量の分布を図-11に示す．支承部の段差量
は，解析より得られた支承反力が実験結果に基づき算出した支承耐力を上回った場合に，鋼製支承
は支承高さの 1/2 ，ゴム支承は全高の段差量が生じると仮定し算出した．地震動によっては設計地震
動の加速度応答スペクトルを超える加速度が生じている箇所もあり，大きな段差量が生じる箇所が抽出された．これらの分布が得られることで支承周りの耐震補強を行う上での優先順位付けが可能となるとともに，段差防止材等の資機材の設置を

2. 2020 年度の発表論文

合理的に行うことが可能となると考える．
(2) 付属構造物の耐震補強優先順位の検討
全路線モデルを用いて得られた下部構造の固有周期分布を図-12に示す．本検討により下部構造の多くが固有周期 0.5 秒以下に分布することがわかる．
このような固有周期分布を得ることは，橋面上または橋脚上に設置された照明柱などの付属構造物との共振影響を容易に確認することができ，付属構造物の耐震補強対策の優先順位付けに有用であると考える．

６．まとめ
本稿では， 2019 年度に構築が完了した全路線モデルを用いた 1995 年兵庫県南部地震の再現シミュ
レーションの結果を示した．また，この全路線モデルを用いた今後の実務における活用方法について示した．本検討により得られた知見を以下にまとめる．
・兵庫県南部地震により発生した地震動の再現を試みた結果，本解析により東神戸大橋において観測された地震波の加速度応答スペクトルの形
状を概ね再現できることを示した．
・兵庫県南部地震当時の下部構造及び支承条件を再現した構造物モデルに対し再現地震動を入力した構造物応答解析を実施した結果，選定区間における RC 橋脚や鋼製橋脚の被災度を概ね再現できることを示した．
・ 2019 年度に作成した全路線モデルの活用方法の一例として，支承部の耐震補強優先順位付け及び段差防止材の配置計画の合理化に向けた検討，
付属構造物の耐震補強優先順位の検討に活用できる可能性があることを示唆した．
・今後は，解析モデル及び解析手法の精度を向上させながら，更なる活用方法について検討を進めていく予定である．
参考文献
1)

松下麗菜，篠原聖二，馬越一也，中村真貴，本橋英樹，服部匡洋：広域道路ネットワークにおける地震
応答シミュレーションの実現可能性に関する検討，第37回地震工学研究発表会，2017.
2) 服部匡洋，大石秀雄，中村真貴，馬越一也，篠原聖
二：広域道路ネットワークを対象とした地震被害シ
ミュレーションの精度検証と被災度評価，第39回地震工学研究発表会，2019.
3) 野津厚，長尾毅，山田雅行：スペクトルインバージ
ョンに基づく全国の強震観測地点におけるサイト増幅特性とこれを利用した強震動評価事例，日本地震工学会論文集 第7 巻，第2 号(特集号)，2007．
4) 山田雅行，平井俊之，岩下友也，釜江克宏，入倉孝
次郎：兵庫県南部地震の震源モデルの再検討，日本地震学会講演予稿集，A14，1999.
5) 地震調査研究推進本部地震調査委員会：震源断層を特定した地震の強震動予測手法( 「レシピ」) ，平成
28年12月修正版，2016.
6) 吉田望，東畑郁生：YUSAYUSA-2・SIMMDL-2 理論と使用法，佐藤工業・東京大学，1995.
7) 関西圏地盤情報ネットワーク：関西圏地盤情報デー
タ ベ ー ス ， https://www.kg-net2005.jp/index/db01.html(2020年2月27日閲覧)
8) 桐生郷史，野上雄太，坂井公俊，室野剛隆：広域構
造物の地震応答概略評価のための地盤モデル簡易構
築手法，土木学会論文集 A1( 構造・地震工学)Vol.70 ，
No. 4(地震工学論文集第33巻)， pp.742-750，2014.
9) 株式会社耐震解析研究所:SeanFEM ver.1.22 理論マニ
ュアルと検証，2007.
10) 阪神高速道路公団：大震災を乗り越えて - 震災復旧
工事誌-, 1997.
11) 日本道路協会：道路震災対策便覧 ( 震災復旧編 ) ，
2004.
12) 内 閣 府 ： 南 海 ト ラ フ の 巨 大 地 震 モ デ ル 検 討 会 ，
http://www.bousai.go.jp/jishin/nankai/model/ ， 2012.
(2020 年 2 月 27 日閲覧)1372-4. 舗 装

令和 2 年度土木学会全国大会 第 75 回年次学術講演会

N AT 試 験により算出したエネルギー量による疲労耐久性評価について（一財）阪神高速道路技術センター  正会員 ○神下 竜三
阪神高速道路株式会社  正会員  青木 康素
同上  正会員  小瀬 詠理

表 バインダの室内劣化条件

１ ． はじめに
劣化条件想定している劣化状態

バインダ劣化方法

未劣化

室内作製状態

マー改質アスファルト H 型（以下，高耐久 H 型）を使

TFOT

アスファルトプラント製造時および舗設時の熱劣化

舗装調査試験法便覧 A046

用している．既往の検討より，高耐久 H 型は H 型より

TFOT後
+PAV

TFOTによる劣化に加えて，5～10年供用された状態

舗装調査試験法便覧 A059
（加圧時間は48時間）

 阪神高速道路では，長期耐久性が特に望まれる場合，耐流動性やはく離抵抗性を向上させた高耐久型のポリも初期性能では優れるものの，経時変化による疲労耐久性の低下度合が H 型よりも大きいという結果が得ら

表 1$7試験条件

れている 1)．この結果を踏まえ，疲労によるひび割れ評

試験温度

項目

設定内容
10，20，25℃

供試体寸法

直径100mm，厚さ50mm

価を簡易に実施することを目的に NAT （Nottingham
Asphalt Tester）を用いた間接引張試験を実施してきた2)．本稿では，NAT 試験データよりエネルギー量を算出

荷重載荷時間 120ms（1.33Hz相当）
応力範囲 300kPa - 2.5kPa

拡大図し，バインダの室内劣化を考慮した H 型と高耐久 H 型の疲労耐久性を評価した．

写真 1$7試験機の外観

２ ． 1$7 試験による疲労耐久性評価の概要 経時変化によって高耐久 H 型の疲労耐久性が低下す想定したバインダを準備した．本検討で使用したバイ
ンダは H 型が 6 社，高耐久 H 型が 5 社の計 11 材料とし，ポーラスアスファルト混合物のアスファルト量は

塑性域

弾性域
水平変位（PP）

る状況を室内で再現するために表 に示す劣化状態を\ OQ [  


R² = 0.9917\ OQ [ 
R² = 0.9996



バインダ種類や劣化条件に関係なく 5.0%に統一した．
す．NAT 試験では，応力制御のもとで繰返し載荷を実

施し，一定の載荷回数時の水平変位を記録している．
図 に示すように繰返し載荷に伴い，混合物の水平変位が弾性域から塑性域に変化する状況が確認できる．

 NAT 試験機より得られた水平変位を供試体直径で除




載荷回数（回）σw ：単位エネルギー量
ε1：最小水平ひずみ



ε2：塑性ひずみ
ε3：最大水平ひずみ

σmax

最大

すことで水平方向ひずみを算出し，応力と水平ひずみ
載荷に囲まれた面積からエネルギーを求めた．この方法で，各載荷回数時における単位エネルギーを算出し，水平破壊回数までのエネルギーの総和をそのアスファルト
混合物の破壊エネルギー量とした．単位エネルギーおよび破壊エネルギー量の算出例を図 に示す．

σmin
0

ε1

w

除荷

ε2

ε3

水平破壊回数回時の エネルギー量算出例≒ 






ε

    
載荷回数

図 単位エネルギー量の算出（左図）と破壊エネルギー量の算出（右図）の例

 キーワード NAT 試験，H 型，高耐久 H 型，TFOT，PAV，ポーラスアスファルト 連絡先   〒 大阪市中央区南本町４丁目５番７号東亜ビル内 ＴＥＬ
140

図 水平破壊回数の算出例

本検討では，この変曲点を水平破壊回数と定義した．
３ ． エネルギー量算出方法

水平破壊回数

エネルギ量ーの総和 NAT 試験機の外観を写真 に，試験条件を表 に示

2. 2020 年度の発表論文

 室内劣化を考慮した H 型と高耐久 H 型の NAT 試験

劣化
状態

水平破壊回数とエネルギー量の関係

データよりエネルギー量を算出し，水平破壊回数との水平破壊回数（回）

関係を整理した結果を図 に示す．本実験条件は，試
験温度に関係なく，応力を一定とした繰返し載荷試験のため，試験温度が高いほど水平破壊回数は少ない．
 全体の傾向としては，H 型よりも高耐久 H 型のエネ

未劣化

ルギー量が大きく，破壊するまでにより多くのエネル\ [
R² = 0.9119

\ [
R² = 0.9227



ギー量が必要となることが確認できた．また，劣化の




有無に関係なく，H 型よりも高耐久 H 型のほうが高い

エネルギー量を示した．



水平破壊回数（回）

温度と関係していることから，図 に示す各近似曲線より水平破壊回数に着目したエネルギー量を算出し
7)27と 10000 回（低温側）におけるエネルギー量を図 に示すように整理した．

\ [
R² = 0.9409








 未劣化状態においては破壊回数が多い低温側であるほど，H 型よりも高耐久 H 型のエネルギー量が大き

水平破壊回数（回）ギー量の低下度合が大きい．本検討の範囲内では，H型と高耐久 H 型の優劣が逆転する結果とはならなか
7)27
3$9

耐久性の低下度合が大きく，これは既往の研究結果と同様の傾向である．

\ [
R² = 0.8043








５ ． 最後にはひび割れ抵抗性以外のアスファルト混合物の性状（耐流動性，はく離抵抗性）についても適切に評価する必要性があり，今後も検討を継続する予定である．
参 考 文献1) 岡本ほか：供用劣化を受けたポーラスアスファルト混合物の力学特性評価，第 31 回日本道路会議論文集，

水平破壊回数（回）
水平破壊回数（回）ァルト混合物の高耐久化が求められるが，そのために凡例+型(10℃)+型(20℃)
高耐久+型(10℃)
高耐久+型(20℃)

高耐久+型(10℃) 高耐久+型(20℃)



\ [R² = 0.9119



ト混合物の疲労耐久性評価，土木学会第 73 回年次
学術講演会，V-695，2018.8

141\ [
= 0.9227

\R²[

+型
高耐久+型
倍率







R² = 0.9227






 









エネルギー量（03D×μ）

 エネルギー量（03D×μ）

劣化状態 未劣化

2) 松下ほか：NAT を用いたポリマー改質アスファル

+型(25℃)
高耐久+型(25℃)
高耐久+型(25℃)\ [

2015.10.



エネルギー量（03D×μ）+型(20℃)+型(25℃)

図 各劣化条件におけるエネルギー量の比較
R² = 0.9119


各着目破壊回数におけるエネルギー量（03D×μ）のライフサイクルコストを低減するためには，アスフ



+型(10℃) 本検討より，NAT 試験データを用いたエネルギー量抵抗性を評価できる可能性を示すことができた．舗装

\ [
R² = 0.7749

化条件を考慮すると，H 型よりも高耐久 H 型のエネルから，アスファルト混合物の疲労によるひび割れへの

エネルギー量（03D×μ）

く優位性が確認できる．一方，TFOT＋PAV による劣ったが，
高耐久 H 型は H 型よりも劣化作用による疲労\ [
R² = 0.9599

 次に，各アスファルト混合物の水平破壊回数は試験

た．水平破壊回数 5000 回を中心に，1000 回（高温側）



エネルギー量（03D×μ）

着目破壊回数

高耐久+型+型 倍率

４ ． エネルギー量による評価結果



7)27




7)27
3$9



未劣化



7)27




7)27
3$9



未劣化



7)27


7)27
3$9



図 水平破壊回数に着目したエネルギー量算出結果

阪神高速道路第  回技術研究発表会論文集


1$7試験より算出したエネルギー量による
排水性舗装用混合物の疲労耐久性評価
神下竜三1・青木康素2・小瀬詠理2
1 (一財)阪神高速道路技術センター調査研究部
2 技術部技術推進室

要約
阪神高速道路の設計基準では，ポーラスアスファルト混合物のバインダにポリマー改質アスファルトH型（以下，H型という）を用いることを標準とし，長期耐久性が特に望まれる場合はポリマー改質アス
ファルト高耐久H型（以下，高耐久H型という）を採用してもよいと規定している1)．しかし，既往の検討において，高耐久H型の初期性能はH型と比べて高いが，曲げ疲労試験による疲労破壊回数の低下度合
は高耐久H型のほうが速い場合があり，長期間供用すると両者の優劣が逆転する可能性があることが報告されている2)．本検討では，室内劣化を考慮した改質H型と高耐久H型を用いた排水性舗装用混合物のNAT試験を実施し，試験データを基に算出したエネルギー量より，各混合物の疲労耐久性を評価した．

キーワード:NAT試験，エネルギー量，疲労耐久性，ポリマー改質アスファルト

１．はじめに 従来から使用されているポリマー改質アスファ
ルトH型（以下，H型）に対して，ひび割れ抵抗性
やわだち掘れ抵抗性を向上させたポリマー改質ア
スファルト高耐久H型（以下，高耐久H型）が開発されており，阪神高速道路においては平成18年度に12号守口線の舗装補修工事で試験施工を行い，隣接するスパンで高耐久H型と改質H型を施工し，両者の耐久性を検証している．
試験施工実施から8年後に実施した路面性状調査
では，高耐久H型を施工した箇所，改質H型を施工した箇所ともに良好な路面性状であった．一方で，
高耐久H型の初期性能はH型と比べて高いが，曲げ疲労試験による疲労破壊回数の低下度合は高耐久H型のほうが速い場合があり，長期間供用すると両者のひび割れ抵抗性の優劣が逆転する可能性があることが報告されている2)．
ひび割れ抵抗性を評価する方法として，曲げ疲
労試験があるが，試験が終了するまでに時間を要し，データの蓄積が容易ではない．そこで筆者らは，疲労によるひび割れを簡易的に評価することを目的に，NAT（Nottingham Asphalt Tester）を用いた間接引張試験（以下，NAT試験）を用い，NAT試験で定義される初期ひずみと水平破壊回数より，
疲労耐久性の評価を行っており，その結果の一部については過年度に報告した3)4)．
本検討では，これまでに得られた結果に加えて，

142

高耐久H型の製造時や舗設時における熱劣化，および長期供用後の劣化作用を受けたアスファルト混合物の疲労耐久性を評価するために，室内劣化させたバインダを用いた評価試験を実施した．
さらに，得られたNAT試験結果よりエネルギー量を算出し，室内劣化を考慮したH型と高耐久H型の疲労耐久性を評価した．

 
２．材料条件 使用材料
本検討で使用した材料はH型は6社，高耐久H型は5社の計11材料である．アスファルト材料メーカーと使用材料の一覧を表に示す．使用アスファル
ト量はアスファルト種類に関係なく5.0%に統一した．これらの材料を使用して排水性舗装用混合物を作製し，NAT試験によるひび割れに対する疲労
耐久性評価を行った．
表 使用材料
メーカー メーカー メーカー メーカー メーカー メーカー

①
②
③
④
⑤
⑥
 H型
材料Ａ 材料Ｂ 材料Ｃ 材料Ｄ 材料Ｅ
材料Ｆ
高耐久型 材料Ｌ
材料J
材料I
材料H
材料G



2. 2020 年度の発表論文
 劣化条件
本検討で考慮したアスファルト混合物の劣化条
件を表に示す．TFOT試験は舗装調査試験法便覧
5)に準拠し，厚さ3mm程度の試料を163℃で5時間加熱することにより劣化バインダを作製した．PAV
試験はバインダを薄膜状で加圧加熱することで供用時の劣化を再現するもので，本検討では供用後7年の実路採取コアから抽出したバインダの針入度が11～24(1/10mm)と報告されていることから 6)，針入度試験が30（1/10mm）以下となるようにPAV実
施時間を48時間に設定した．














３．1$7試験方法


写真 1$7試験機の外観
表 間接引張試験（1$7）試験条件

ca図 水平変位量の計測
 2H   1 + 3        (1)    4 +   −  

 =

-

アスファルトプラント製造時
および舗設時の熱劣化

舗装調査・試験法便覧
A046

TFOTによる劣化に加えて，5～10年供用された状態

舗装調査・試験法便覧
A046（加圧時間は48時間）



想定している劣化状態

バインダ劣化方法

水平変位量（PP）

室内作製状態
ここに，
H ：各載荷回数での全水平変位  ：供試体直径 ：ポアソン比




塑性域
弾性域

\ OQ [ 

R² = 0.9917
\ OQ [ 

R² = 0.9996

水平破壊回数



 



載荷回数（回）表 劣化条件

 劣化条件
 未劣化

TFOT

 TFOT後
 +PAVb

 概要
 NAT（Nottingham Asphalt Tester）は写真に示す
試験機で，アスファルト混合物の荷重に対する変位データを比較的簡便かつ精度よく測定することを目的に，Nottingham大学で開発されたものである
7)．NATは応力制御での間接引張試験機であり，載荷荷重を空気圧で載荷し，載荷に伴う供試体の変位は変位計により測定する．
試験条件を表に示す．NAT試験では，①ステ
ィフネス特性，②疲労特性，③永久変形特性を測定できるが，本研究では長期耐久性を評価するため，疲労特性の測定を実施した．
 水平方向ひずみの算出
 NAT試験機で測定できる変位は垂直変位と水平変位があるが，本検討では予備試験により優位性が確認された水平変位を用いることにした．
水平変位の模式図を図に示す．NAT試験機は一定の載荷回数時における水平変位を記録していることから，本検討では，NAT試験機より得られた水平変位を供試体直径で除すことで水平方向ひずみを算出した．水平方向ひずみは式(1)のとおり，水平変位を供試体直径で除した値に機械の特性から決定された補正係数を考慮して算出した．  水平破壊回数の定義
 NAT試験により計測される水平変位量と載荷回数の関係を図に示す．繰返し荷重を載荷させることに伴い，アスファルト混合物の変位が示す挙動が弾性域から塑性域に変化する状況が確認できる．本検討では，弾性域と塑性域の境界を示す変曲点を水平破壊回数と定義した．


項目
内容

試験温度
10，20，25℃

直径100mm，厚さ50mm
供試体寸法
120ms（1.33Hz相当）
荷重載荷時間
設定応力300kPa


凡例
1.5
Y
<：水平変位 ;：時間

D：最大変位 1
E：最小変位
F：塑性変位
0.5

 0
0
0.1
0.2
0.3
0.4
0.5
0.6 X 0.7図 水平破壊回数の算出
項目

内容

試験温度


10，20，25℃

供試体寸法

直径100mm，厚さ50mm

荷重載荷時間120ms（1.33Hz相当）

設定応力

300kPa143  初期ひずみの定義
 既往の報告では，アスファルト混合物の初期状
態を表す指標として初期ひずみを定義し，破壊回数との関係を両対数グラフにプロットし，疲労耐久性を評価している 3)．本検討で実施するエネルギ
ー量による評価方法の妥当性を確認するため，既
往の疲労耐久性評価方法との関係性についても確認することとした．
初期ひずみは，供試体の初期の水平方向のひずみを表し，載荷回数104回までの水平変位量より式(2)に基づき算出した．初期ひずみと試験温度には相関があり，試験温度が低いほど，混合物の剛性が大きくなり変形しにくくなることで，初期ひずみが小さくなる傾向となる．
 エネルギー量算出方法
 NAT試験機は，図に示す例のように，繰返し
荷重の応答に対して，特定の載荷回数時における水平変位を記録している．そこで，記録されている水平変位データから，式(1)を用いて水平方向ひずみを算出し，図に示すように1回の載荷での応力とひずみからなる面積を単位エネルギー量として計算した．さらに，得られた単位エネルギー量を基に，その間の記録されていない載荷回数におけるエネルギー量を推定し，各載荷回数時における単位エネルギー量を足し合わせることで総エネルギー量とした．
図に示すように，NAT試験から得られた水平破壊回数時における総エネルギー量を水平方向破壊エネルギー量（以下，エネルギー量という）として算出し，各材料の疲労耐久性を評価した．
 


平破壊回数の倍率として整理した．初期ひずみに着目すると，全体の傾向としてはH型よりも高耐久
H型の水平破壊回数は多く，高耐久H型の疲労耐久性が高いことを確認できた．バインダの室内劣化に伴う影響は，TFOTのみの劣化条件では水平破壊
回数の明確な低下は認められないものの，
TFOT+PAV48hによる劣化条件では，H型と高耐久
H型ともに水平破壊回数が低下していた．

H 0 = TD100av − MD 60 av   (2)
ここに，H 0  ：初期ひずみを算出するための全水平変位
TD100av ：載荷回数100回から104回までの全水平変位の平均値
MD 60 av ：載荷回数60回から64回の水平変位の最小値の平均値

水平変位量（PP）

水平変位量（PP）

1.5

1



0.5
0



0



0.5 経過時間
1 1.5

2

2.5

一部拡大

：測定データ
記録データ：試験実施のみ











経過時間

図 経過時間に対する水平変位の例
σ４．試験結果

最大300kPa
144

w ：１回載荷あたりのエネルギー部分：1$7試験が記録するデータ
ε1：最小水平ひずみ

載荷w

ε2：塑性ひずみ

除荷

ε3：最大水平ひずみ

2.5kPa
0

ε1

ε2

ε

ε3

図 単位エネルギー量算出のイメージ\ [ [ 
R² = 0.9999

総エネルギー量 +型と高耐久+型の全体の傾向
 NAT試験より得られたデータを基に，初期ひずみ，水平破壊回数およびエネルギー量を算出し，各劣化条件におけるH型と高耐久H型の関係性を評価することとした．算出した各データより，H型と高耐久H型の疲労耐久性の優劣を明らかにするため，
初期ひずみ-水平破壊回数の関係図と水平破壊回数エネルギー量の関係図を作成した．NAT試験結果を図に示す．
 初期ひずみは，NAT試験の荷重作用に対するア
スファルト混合物の初期状態の変形程度を示しており，試験温度が高いほど，初期ひずみが高い傾向を示す．さらに初期ひずみ-水平破壊回数の関係
より，試験温度が低く，初期ひずみが小さい条件において，大きな水平破壊回数を示す傾向であった．ここで，全体の傾向を確認するために，全測定結果の概ね中央値に位置する初期ひずみ1000μ時の水平破壊回数に着目し，バインダの室内劣化に伴う水平破壊回数の低下度合を確認するため図に示すようにH型に対する高耐久H型の優位性を水

水平破壊回数回時のエネルギー量：
：測定データ：試験実施のみ



水平破壊回数：回











載荷回数

図 水平破壊回数によるエネルギー量算出の例

2. 2020 年度の発表論文

劣化
状態

初期ひずみ-水平破壊回数の関係

水平破壊回数-エネルギー量の関係



水 平破壊 回数（ 回）\ [ 
R² = 0.893

\ [ 
R² = 0.9264\ [  R² = 0.9227














\ [  
R² = 0.9119





水 平破壊 回数（ 回）

7)27

水 平破壊 回数（ 回）

初 期ひず み（μ）



\ [ 
R² = 0.9213\ [ 
R² = 0.9493







\ [  
R² = 0.9599\ [  
R² = 0.9409














水 平破壊 回数（ 回）

初 期ひず み（μ）



\ [ 
R² = 0.8205

\ [ 
R² = 0.9434









水 平破壊 回数（ 回）







\
R² = 0.9119


+型\ [
高耐久+型
R² = 0.9227

倍率










 エネルギー量（03D×μ）





7)27
7)273$9
未劣化

劣化状態













エ ネルギ ー量（03D×μ）+型(20℃)+型(25℃)

高耐久+型(20℃)

高耐久+型(25℃)

[

\
R² = 0.9119

高耐久+型(20℃)
高耐久+型(25℃)
図 1$7 試験結果（+
型と高耐久 + 型の結果比較）

[



倍率


高耐久+型(10℃)




高耐久+型(10℃)+型(25℃)

高耐久+型+型

水平破壊回数（回）

初期ひずみ1000μ時における水平破壊回 数（回）














+型(20℃)\ [  
R² = 0.8043



水平破壊回数（回）
水平破壊回 数回時
におけるエネルギー量+型(10℃)\ [  
R² = 0.7749+型(10℃)

凡例





エ ネルギ ー量（03D×μ）

水 平破壊 回数（ 回）

7)27
3$9







エ ネルギ ー量（03D×μ）

図 初期ひずみ μ時の水平破壊回数

\ [
R² = 0.9227

+型
高耐久+型
倍率













エネルギー量（03D×μ）





高耐久+型+型 倍率

未劣化

初 期ひず み（μ）







未劣化

7)27

7)273$9

劣化状態図 水平破壊回数  回時のエネルギー量145



+型
高耐久+型
倍率











未劣化

7)27

3$9


7)27

メーカー①


未劣化

7)27

3$9


7)27


未劣化

メーカー③

7)27

3$9


7)27

メーカー④


未劣化


7)27

7)27

3$9

メーカー⑤


未劣化


7)27

7)27

3$9



高耐久+型+型 倍率

初期ひずみ1000μ時における水平破壊回数（回）



メーカー⑥



+型
高耐久+型
倍率











未劣化


7)27

7)27

3$9

メーカー①


未劣化


7)27

7)27

3$9


未劣化

メーカー③


7)27

7)27

3$9

メーカー④


未劣化


7)27

7)27

3$9

メーカー⑤


未劣化


7)27

7)27

3$9



高耐久+型+型 倍率

水平破壊回数時
におけるエネルギー量

劣化状態とメーカー
図 メーカー間の比較（初期ひずみ μ時における水平破壊回数）

メーカー⑥

劣化状態とメーカー
図 メーカー間の比較（水平破壊回数  回時におけるエネルギー量）

 次に，図の水平破壊回数-エネルギー量の関係においても，全測定結果の概ね中央値に位置する
水平破壊回数10000回時におけるエネルギー量に着目し，バインダの室内劣化に伴うエネルギー量の変化について図に示すようにH型に対する高耐久
H型の優位性をエネルギー量の倍率として整理した．
同一の破壊回数に着目すると，H型よりも高耐久H
型がより多くのエネルギー量がアスファルト混合物を破壊するために必要となることが明らかとなった．バインダの室内劣化に伴う影響は，TFOTのみの劣化条件では明確な関係性は認められないものの，TFOT+PAV48hによる劣化条件では，H型と高耐久H型ともにエネルギー量が低下しており，劣化に伴って高耐久H型の優位性が低下している状況が確認できた．図の結果より，エネルギー量による評価は，初期ひずみ水平破壊回数による評価
よりも，バインダ種類が異なることによる差異が大きく，評価しやすいこと，図と図の結果より，エネルギー量による評価は，既往で報告した方法よりも，H型と高耐久H型の差異をより明確に示すこと，さらに，バインダの室内劣化によって高耐久H型のH型に対する優位性が低下することが示唆され，過去の試験施工結果と同様の傾向が確認できた．

 +型と高耐久+型のメーカー間の比較 次に，H型と高耐久H型についてメーカー間のひび割れ抵抗性を確認した．全体の傾向を確認した方法と同様に，各メーカーの結果において初期ひずみ1000μ時の水平破壊回数を図に，水平破壊回
数10000回時におけるエネルギー量を図に示す．
なお，メーカー②では高耐久H型の結果が存在しな146

いため，ここでは除外している． 
初期ひずみ水平破壊回数の結果において，メー
カー③やメーカー⑥は高耐久H型の疲労耐久性がH
型よりも下回る結果となった．各メーカーは研究開発によって，H型よりも高耐久H型の疲労耐久性を向上させていると考えられるため，この結果は，メーカーの技術開発の方向性と乖離する結果である．さらに，メーカー④の水平破壊回数が突出して高い等，同一種類のアスファルト材料であるにも関わらず，メーカー間で水平破壊回数が大きく異なることを確認した．
水平破壊回数-エネルギー量の未劣化状態の結果
では，すべてのメーカーにおいて高耐久H型はH型
よりも疲労耐久性に優れる結果が確認できた．その一方でTFOT+PAVの劣化を考慮すると，ほとん
どのメーカーでH型に対する高耐久H型の優位性が低下する傾向が確認できた．
 以上のNAT試験結果より，エネルギー量を考慮した評価方法は，初期ひずみ-水平破壊回数による既往の評価方法よりも，バインダ間の性能差をより明確に捉えられることから，疲労耐久性を適切に評価できる可能性を見出すことができた．
 温度域と疲労耐久性の関係
 水平破壊回数-エネルギー量による評価方法によって，異なる温度域の疲労耐久性を評価した．図
に示す各近似曲線より，水平破壊回数10000回を基準とし，1000回時（高温側）におけるエネルギ
ー量を比較した結果を図に，同様に100000回時（低温側）の結果を図に示す．本試験では10℃，
20℃，25℃と限られた温度域での結果であることに留意する必要があるが，未劣化状態の結果に着

2. 2020 年度の発表論文

水平破壊回数時
におけるエネルギー量

+型
高耐久+型
倍率










未劣化


7)27


7)27

3$9

メーカー①

未劣化


7)27


7)27

3$9

未劣化


メーカー③

7)27


7)27

3$9

メーカー④

未劣化


7)27


7)27

3$9

未劣化


メーカー⑤

7)27


7)27

3$9



高耐久+型+型 倍率



メーカー⑥

+型
高耐久+型
倍率










未劣化


7)27


7)27

3$9

メーカー①

未劣化


7)27


7)27

3$9

未劣化


メーカー③

7)27


7)27

3$9

メーカー④

未劣化


7)27


7)27

3$9

メーカー⑤

未劣化


7)27


7)27

3$9



倍率



高耐久+型+型

水平破壊回数時
におけるエネルギー量

劣化状態とメーカー
図 水平破壊回数  回時におけるエネルギー量（高温側）

メーカー⑥

劣化状態とメーカー
図 水平破壊回数  回時におけるエネルギー量（低温側）

び割れ抵抗性の評価方法に関する検討を実施した.
アスファルト混合物の長期的な耐久性を向上させるためには，ひび割れ抵抗性のほかに，耐流動性
やはく離抵抗性の向上も必要である．今後も高耐久材料を使用したアスファルト混合物の性状（流動・ひび割れ・はく離）を適切に評価する方法の確立に向けた検討を継続し，舗装の高耐久化によってライフサイクルコストの低減に寄与したいと考えている．

参考文献

目すると高耐久H型はH型よりもエネルギー量が高く，低温側ではさらに高い優位性が認められる．
一方，バインダの劣化を考慮すると，H型に対する
高耐久H型のエネルギー量の低下度合が大きく，H型に対する高耐久H型の優位性が低下する傾向を示した．特に，図におけるメーカー⑤とメーカー⑥では，TFOT+PAVの劣化を考慮すると，H型と高耐久H型の優劣は逆転しており，このことは既往の報告と同様の結果である2)．
５．まとめ1) 阪神高速道路株式会社：設計基準第3部構造物設計基
準（土構造物編）第4編舗装，2016.1.
2) 岡本信也，石井亜也加，木下孝樹，幸田正裕：供用劣化を受けたポーラスアスファルト混合物の力学特性評
価，第31回日本道路会議論文集，2015.10.
3) 松下麗菜，青木康素，谷口惺，閑上直浩：NATを用いたポリマー改質アスファルト混合物の疲労耐久性評価，
土木学会第73回年次学術講演会講演概要集，V-695，
2018.84) 谷口惺，西岡勉，青木康素，松下麗菜，：間接引張試
験（NAT）に基づくポーラスアスファルト混合物の疲
労耐久性評価，舗装，2018.10.
5) 社 団 法 人 日 本 道 路 協 会 ： 舗 装 調 査 ・ 試 験 法 便 覧 ，
2019.3.
6) 平戸利明，村山雅人，高橋茂樹，姫野賢治：長期供用された高速道路で用いたアスファルトの気象劣化現
象 に 関 す る 調 査結果，土木学会論文集 E1（舗装工学），Vol.70，2014.
7) 岩間将彦：Nottingham Asphalt Tester(NAT)によるｱｽﾌｧﾙ
ﾄ混合物の評価方法，アスファルト，Vol58，No231，
2015.

 本検討ではNAT試験より得られるデータよりエ
ネルギー量を算出し，バインダの室内劣化を考慮したH型と高耐久H型の疲労耐久性を評価した．本
検討結果をまとめると以下のとおりである．
・NAT試験結果の分析に，エネルギー量による評価を取り入れることで，既往の初期ひずみ-水平
破壊回数による評価方法よりも疲労耐久性を適切に評価できる可能性を見出すことができた．
・エネルギー量により，未劣化状態の疲労耐久性を比較すると，すべてのメーカーにおいて，H型に対する高耐久H型の優位性が確認できた．
・TFOT+PAVによる室内劣化を考慮すると，H型に対する高耐久H型の優位性が低下する傾向が示唆された．

本検討では，NAT試験によって，疲労によるひ147

2-5. その他

橋梁と基礎 令和2年10月号 第54巻 第10号

ニュース

NEWS

阪神高速先進技術研究所に生ま れ変わり ま し た
Reborn as H anshin E x pressw ay Research I nstitute for A dvanced T echnolog y
N ish io k a

西 岡
N a k a tsu ji

中 辻

T ak ah aru

敬Sa k a m o to治*

坂Y o ich i陽T su jin o

一****

辻 野

１ ． 法人名称変更
当研究所の前身「（ 一財）阪神高速道路技術セン タ ー」 は，
1 9 7 8 年に設立さ れ， 阪神高速道路を 中心に都市高速道路の建設・ 管理に関する 総合的な 調査研究・ 技術開発， また， 技術者の養成を 行う こ と によ り ， 都市高速道路事業の発展と 都市機能の維持・ 増進に寄与し て ま いり ま し たが，本分野でのよ り 一層の貢献を 目指すべく 本年 7 月「（ 一財）
阪神高速先進技術研究所」 に名称変更致し まし た．

発足

A d a ch i準**
H ir o sh i

博

足

立

M iy a za k i

史*****宮 崎

Y u k io幸郎***

Y u su k e

裕介******

３ ． 当研究所の役割
2 0 2 0 年 6 月 2 3 日に阪神高速グループ の理念である「 先進の道路サービ スへ」 の実現に向け， 増大する 事業を 円滑
かつ高い品質を 確保し つつ推進し ， 阪神高速道路に関する研究・ 技術開発を さ ら に強化する にあたり ， 各者が担う 研
究・ 技術開発の内容を 確認する ため， 阪神高速道路（ 株），阪神高速技術（ 株）， 阪神高速技研（ 株） およ び当研究所の4 者で 協定を 締結し ま し た ． 協定の中で 当研究所は , 阪神
高速グループ 各社が実施する 研究開発のう ち ， 一定期間を要する ま たは基礎的・ 先進的・ 部門横断的分野の研究・ 技術開発の実務やこ れら に関する 技術情報の定期的， 継続的な 収集およ び蓄積を 担う こ と と な り ま し た . 例え ば， 高速
道路上で全方位を 観測でき る 監視カ メ ラ や防災・ 減災シス
テムなど があり ます． 監視カ メ ラ はリ モート で全方位を 確
認でき る よ う にする こ と で， パト ロ ールの負担を 減ら すこと がで き ま す． ま た， 阪神高速道路（ 株） が 2 0 1 9 年に発表し たサイ バーイ ン フ ラ ・ マネジメ ン ト シ ステ ムの研究も進めて いま す． 高速道路で の So ciety 5 . 0 の実現に向け，
サイ バーイ ン フ ラ ・ マネジメ ン ト 技術を 活用し た仮想空間の阪神高速道路構造物を 再現する シ ステム上での地震時の挙動を シ ミ ュ レ ーシ ョ ン する こ と によ り ， 損傷予測や実際の復旧に役立てる よ う 取り 組んでいます．

２ ． 法人名称変更にかける 思い
当研究所には前身の技術セン タ ー時代から 長年にわたり
都市高速道路など の建設・ 維持・ 管理に関する 総合的な調査研究・ 技術開発にかかわっ てき たこ と によ り ， 技術的ノ
ウハウが蓄積さ れて いま す . ま た， 都市高速道路における技術的に高度な 課題に取り 組むため， 延べ 4 8 名の学識者と 6 4 名の民間の有識者に 委嘱し た 1 3 の委員会・ 検討会
を 組織する 等， 人的ネッ ト ワーク を 活用し た検討体制も 構
築し ています（ ※ 令和元年 1 2 月時点）．
一方， 建設土木業界においても 喫緊の課題である 労働人
口の減少等に対し ， よ り 一層の業務の高度化・ 効率化を 図る 必要があり ， そのためには先進的な情報技術等を 積極的に活用し た研究開発が極めて重要と なっ てき ており ま す．
そこ で， 当研究所と し まし ても ， 中長期的な研究テ ーマ
や新た な 情報通信技術の活用な ど 先進技術の研究開発に
チャ レ ン ジし ， 関西を 中心と する 都市高速道路事業へのより 一層の貢献を 目指し ， また， その決意を 込め， 法人名を「（ 一財）阪神高速先進技術研究所」 に変更致し まし た．
こ のよ う な先進技術分野における 研究開発は， 阪神高速グループ 理念「 先進の道路サービ スへ」 の実現に向け， 極
めて重要かつ不可欠なテ ーマであり ， その一定の役割を 担
う こ と が当研究所に期待さ れている 使命である こ と を 強く認識し ており ま す（ 写真 -1 ）．

写真-１

H ito sh i

本

４．事 業 概 要①技術委員会の設置・ 運営
当研究所で は， 常設の技術委員会を 設置し て おり ま す．
技術委員会には鋼構造・ コ ン ク リ ート 構造・ 基礎構造・ ア
セッ ト マネジメ ン ト など の分野に精通し た 7 名の学識経験

式

写真-２

＊（ 一財）阪神高速先進技術研究所 理事長
＊＊
〃
常務理事
＊＊＊
〃
常務理事 兼 研究長＊＊＊＊〃
理事 兼 副研究長＊＊＊＊＊〃
総務企画部 企画課長＊＊＊＊＊＊〃〃
企画課 主事

技術委員会

キーワード ： 都市高速道路， 技術委員会， 研究開発， サイ バーイ ン フ ラ ・ マ ネジ メ
ン ト 技術， 震災資料保管庫

62 橋梁と 基礎 2 0 2 0 − 1 0
150

2. 2020 年度の発表論文

写真-３

写真-４

輪荷重走行試験
写真-６

震災資料保管庫エ ン ト ラ ン ス ホール

写真-７

阪神高速先進技術研究所

ロ ゴ マ ーク

南海ト ラ フ 地震を 想定し た地震被害シ ミ ュ レ ーシ ョ ン

受けた甚大な被害， こ の地震を 教訓にし た新たな耐震技術
およ び防災教育の取組み等を 広く 一般市民にお伝えする た
めに阪神高速道路（ 株） と 協力し て， 震災資料保管庫の運営を 実施し ており ま す．
こ の保管庫では， 実際に被災し た構造物の一部を そのま
ま の状態で 多数保存・ 展示し ， D V D の上映やパネル展示
を 交え た 見学会（ 完全予約制） を 実施し て いま す（ 写真
-6 ）．

写真-５

５ ． 愛称およ びロ ゴ マーク
当研究所の愛称は「 H I T （ エ イ チ・ ア イ ・ テ ィ ）」 です． こ れは英語表記（ H a n sh in E x p r essw a y R esea r ch
I n stitu te f o r A d v a n ced T ech n o lo g y ） し た 際の頭文
字を と っ て命名し たも のです．
ま た， 今回の法人名称変更に合わせ， 従来使用し ていた
ロ ゴ マ ーク から 変更し ま し た． ロ ゴ に使われて いる 「 Ｈ 」
は構造物およ び阪神高速，「 Ｉ 」 は人，「 Ｔ 」 の帯は道路を
イ メ ージ し ています． ま た， 色は阪神高速グループ カ ラ ーのブ ルーと 前身の阪高技術セン タ ーのイ メ ージ カ ラ ーである グリ ーン を 取り 入れたも のです（ 写真 -7 ）．

技術講演会

者が在籍し ており ， 技術的な課題解決のための相談， 継続
的な勉強会など を 実施し ， 貴重なア ド バイ スを 受ける こ とができ る 体制を 整えており ます（ 写真 -2 ）．
②調査研究等に関する 業務の受託
当研究所が保有する 道路構造物に関する 専門的な技術力を 生かし ， 阪神高速グループ や国， 地方公共団体など から維持管理の諸課題解決の検討業務を 受注し ， 効率的な維持管理を 推進し ていま す（ 以下はその一例）．
・ Ｕ リ ブ 鋼床版の疲労耐久性検証のための実験的検討（ 写真 -3 ）・ 補強済みＲ Ｃ 床版の疲労耐久性検証のための実験的検討
・ Ａ Ｓ Ｒ 構造物の対策検討
・ 高耐久グースアスフ ァ ルト 混合物の性能規定に関する検討・ 鋼管矢板基礎の設計合理化に関する 検討
・ 大規模解析によ る 耐震性評価に関する 検討（ 写真 -4 ）・ 耐震補強構造の設計法に関する 検討
・ 柱状付属構造物の耐震性向上に関する 検討③研究発表会， 講演会の開催
業界や世間のト レ ン ド を 意識し ， 道路の建設， 維持管理， 防災等に関し て造詣の深い学識経験者や技術者を 招いて講演会や講習会を 実施し ています（ 写真 -5 ）．
④震災資料保管庫の運営
当研究所は， 阪神・ 淡路大震災の歴史， 阪神高速道路が６ ． 今後の取組み
こ れま で 行っ て き た 業務のほかに， A I や I o T ， ロ ボッ
ト 技術など 先進の技術を 活用し ， 高速道路管理の高度化，効率化など のテ ーマを 中心に中長期的なテ ーマの研究開発を 実施する 予定です． ま ずは， こ れら の研究開発を 成功させ， 新たな技術を 高速道路の管理など に実装し ていく こ とが目標と な り ま す． 当然， 当研究所だ けで は， な し え な
いテ ーマも 多く ， 当研究所と 関係のある 先生方， 有識者の方々， さ ら には， 大学や民間企業と も 広く 協力し ながら 研
究開発を 進めていき たいと 考えています．
ま た， A I な ど 大量のデータ が必要と な る 場合な ど は，
オープ ン イ ノ ベーシ ョ ン の必要性も 認識し ており ， 研究体制の確保， 構築が重要だと 認識し ています．

2020− 10151

橋梁と 基礎63

舗装 令和2年11月号 第55巻 第11号

話

題

阪神高速先進技術研究所の紹介と 調査研究内容について
ま ま の状態で 多数保存・ 展示し ， DVD の上映やパ

はじ めに
当研究所の前身「（ 一財）阪神高速道路技術セ ン

ネ ル 展示を 交え た 見 学（ 予約制 ）を 実施し て い る

タ ー」 は， 1978年に設立さ れ， 阪神高速道路を 中心（ 写真─ 1 ）．

に都市高速道路の建設・ 管理に関する 総合的な 調査（ ₃ ）研究発表会， 講演会の開催

研究・ 技術開発， ま た技術者の養成を 行う こ と によ道路の建設， 維持管理， 防災等に関し て造詣の深

り ， 都市高速道路事業の発展と 都市機能の維持・ 増

い学識経験者や技術者を 招いて講演会や講習会を 実進に寄与し てき たと こ ろ である が， 本分野でのよ り

施し ている（ 写真─ 2 ）．

一層の貢献を 目指すべく ， 2020年 7 月に「（ 一財）阪（ ₄ ）調査研究等に 関す る 業務の受託

神高速先進技術研究所」 へ名称を 変更し た．
こ こ では， 当研究所の主な事業の紹介と 舗装技術に関する 取組みについて紹介する ．

当研究所が保有する 道路構造物に関する 専門的な技術力を 活かし ， 阪神高速グループ や地方公共団体
な ど から 維持管理の諸課題解決の検討業務を 受託し ，
効率的な維持管理を 推進し ている ． 以下に検討項目

1 ． 研究所の主な 事業（ 1 ）技術委員会の設置・ 運営の一例を ， 次ページ以降に舗装技術に関する 取組み
内容を 示す．

当研究所では， 常設の技術委員会を 設置し て いる ．
技術委員会には舗装技術のほかに， 鋼構造， コ ン ク

・ U リ ブ 鋼床版の疲労耐久性検証のた めの実験的

リ ート 構造， 基礎構造など の分野に精通し た学識経検討
（ 写真─ ₃ ）験者が在籍し ており ， 技術的な課題解決のための相談， 貴重な アド バイ ス を 受ける こ と ができ る 体制を整えている ．
（ 2 ）震災資料保管庫の運営
当研究所は， 阪神・ 淡路大震災の歴史， 阪神高速
道路が受けた甚大な被害， こ の地震を 教訓にし た新
たな耐震技術およ び防災教育の取組み等を 後世へ広く 伝える こ と を 目的に， 阪神高速道路（ 株）と 協力して， 震災資料保管庫を 運営し ている ．
写真 ─ 2保管庫で は， 実際に被災し た構造物の一部を その

写真─ 1

写真 ─ ₃

震災資料保管庫エ ン ト ラ ン ス ホール

34

技術講演会

U リ ブ 鋼床版の疲労耐久性実験

舗装

152

55− 11（ 2020年）

2. 2020 年度の発表論文

・ 補強済み RC 床版の疲労耐久性検証のための実験的検討
・ ASR 構造物の対策検討
・ 大規模解析によ る 耐震性評価に関する 検討
・ 耐震補強構造の設計法に関する 検討
・ 柱状付属構造物の耐震性向上に関する 検討
写真─ ₄2 ． 舗装技術に 関す る 調査研究の事例
当研究所の舗装技術に関する こ れま での調査研究

鋼床版上舗装の損傷例（ ひび割れと ポッ ト ホール）
わだち 掘れ
4％

盛上がり
5％の事例について 紹介する ．

はく 離
18％

（ 1 ）阪神高速道路の鋼床版上舗装に 発生す る 損傷に

ポッ ト ホール46％

関す る 分析
①目

的

ひび割れ
27％

鋼床版上舗装はコ ン ク リ ート 床版上舗装と 比較してポッ ト ホール等の損傷発生割合が高く ， 安全走行上の問題や補修工事に伴う 交通規制等， 道路利用者へ与える 影響が大き いこ と が問題と な っ ている ． 本
検討は阪神高速道路の鋼床版上舗装に発生し た損傷

ポッ ト
ホール
284

損傷種類
損傷数

分析には， 現状の鋼床版上舗装に発生し ている 損
傷状態を 把握する ため， 阪神高速道路で日常的に実施し ている 舗装の点検（ 日常点検）の結果を 用いた．

深さ 4 0 m m 以上の損傷数

し て 実施し た．
②検 討 内 容

はく 離

盛上がり

168

114

31

図─ 1

を 分析する こ と によ り ， 舗装に発生する 損傷の抑制方法を 検討する ための基礎資料を 得る こ と を 目的と

ひび割れ

わだち
掘れ
22

損傷種類と 損傷数

30

20

10

0
1

3

③損傷分析結果

5

7

9

11 13 15 17 19 21 23 25 27 29

基層舗設後から の経過年数（ 年）

鋼床版上舗装の損傷例を 写真─ ₄ に， 鋼床版上舗装に発生し た代表的な損傷種類と 損傷数を 整理し た

図─ 2

基層の経過年数と 深さ 40m m 以上の損傷数

し ， おおむね20年程度でピ ーク を 迎え ， その後は損結果を 図─ 1 に示す． 日常点検で 発見さ れる 損傷種

傷数が減少し て い る こ と が確認で き る ． こ れは，類はポッ ト ホールが最も 多く ， 次にひび割れの順とピ ーク 以降では舗装が打ち 換えら れ， 結果と し て 分

な っ た． 日常点検では安全走行上において問題と な

析対象の母数が減っ ている こ と が影響し ている と 考

る 損傷である ポッ ト ホール， ポッ ト ホールへと 成長

えら れる が， 高速道路上で 発生する 損傷は安全走行

する 可能性がある ひび割れが重点的に記録さ れてい上の問題である こ と ， 補修工事のための交通規制はる も のと 推察さ れ， わだち 掘れについては安全走行

道路利用者への負担が増加する こ と から ， 道路利用上問題と なる 損傷が日常点検では少なかっ たこ と が者サービ スの向上， ラ イ フ サイ ク ルコ スト の低減を考えら れる ．

図る ためには， 損傷発生原因の整理と 対策を 行う こ

次 に， 安全 走 行上 で 特に 問 題と な る 損 傷 深さ
40m m 以上の基層グ ース ア ス フ ァ ルト 混合物に 損と や， 高耐久材料を 使用する こ と によ る 舗装の長寿命化が望ま れる ．

傷が認めら れた数と 基層を 舗設し てから の経過年数

阪神高速道路では， 耐流動性に優れたポリ マー改と の関係を 図─ 2 に示す． 基層の経過年数に応じ て，質ア ス フ ァ ルト 高耐久 H 型（ 以下， 高耐久 H 型）を

損傷深さ 40m m 以上の損傷数は増加する 傾向を 示使用し た混合物を 採用する など ， 表層混合物につい舗装

3555− 11（ 2020年）

153

表─ 1

ては高耐久材料の実用化が進んで いる も のの， 基層のグースア スフ ァ ルト 混合物については十分な検討

劣化条件
未劣化

を 実施し て いないのが現状である ため， 長期耐久性

TF OT

を 有する グースアスフ ァ ルト 混合物の実用化に向け

TF OT 後＋ P AV

た検討を 現在行っ ている と こ ろ で ある ．

バイ ン ダ劣化方法－
舗装調査試験法便覧
A046
舗装調査試験法便覧
TF OT によ る 劣化に加えて，
A059
5 ～10年供用さ れた状態
（ 加圧時間は48時間）（ 2 ）N A T 試 験 に よ り 算 出 し た エ ネ ル ギ ー 量 に よ る

N AT 試験条件

表─ 2
項目
試験温度
供試体寸法
荷重載荷時間
応力範囲

排水性舗装用混合物の疲労耐久性評価①目

バイ ン ダの室内劣化条件

想定し ている 劣化状態
室内作製状態
アスファ ルト プラ ント 製造時
およ び舗設時の熱劣化

的

阪神高速道路では， 長期耐久性が特に望ま れる 場

設定内容
10， 20， 25℃
直径100m m ， 厚さ 50m m
120m （s 1.33H z 相当）
300～2.5k P a

合， 高耐久 H 型を 使用し て いる ． 既往の検討よ り ，
高耐久 H 型は H 型よ り も 初期性能で は優れる も のの， 経時変化によ る 疲労耐久性の低下度合いが H
型よ り も 大き いと いう 結果が得ら れている ． こ の結
果を 踏まえ，疲労によ る ひび割れ評価を 簡易に実施する こ と を 目的に NAT（ Not t in gh a m Asph a lt Test er ）を 用いた間接引張試験を 実施， 得ら れたデータ よ り ，エネルギー量を 算出し ， バイ ン ダの室内劣化を 考慮
し た H 型と 高耐久 H 型の疲労耐久性を 評価し た．

N AT 試験機の外観

写真─ 5② N A T 試験に よ る 疲労耐久性評価の概要

3

経時変化によ っ て 高耐久 H 型の疲労耐久性が低

塑性域

弾性域

水平変位（ mm ）下する 状況を 室内で 再現する ために表
表─ 1 に示す劣化状態を 想定し た バイ ン ダを 準備し た． P AV 試験の加圧時間は現場採取コ アから 回収し たアスフ ァ ル
ト の針入度よ り 設定し た． ポーラ スアス フ ァ ルト 混
合物のアスフ ァ ルト 量はバイ ン ダ種類や劣化条件に

y= 1 .3 3 2 5 Ln（ x）－7 .0 8 9 92

R 2 = 0 .9 9 1 7
y= 0 .3 2 2 8 Ln（ x）－1 .0 4 4 7
R 2 = 0 .9 9 9 61

関係なく 5.0％に統一し た．

水平破壊回数400

0
10

1 ,0 0 0100

1 0 ,0 0 0

載荷回数（ 回）図─ 3に示す． NAT 試験で は， 応力制御のも と で 繰返しσ

載荷を 実施し ， 一定の載荷回数時の水平変位を 記録
し て い る ． 図─ ₃ に 示すよ う に 繰返し 載荷に 伴い，混合物の水平変位が弾性域から 塑性域に変化する 状

w ： 単位エネルギー量ε1 ： 最小水平ひずみ
ε2 ： 塑性ひずみ
ε3 ： 最大水平ひずみσm a x況が確認で き る ． 本検討では， こ の変曲点を 水平破

水平破壊回数の算出例

最大壊回数と 定義し た．
③エ ネ ルギ ー 量算出方法

載荷

NAT 試験機よ り 得ら れた 水平変位を 供試体直径

w

σm in

で 除すこ と で水平方向ひずみを 算出し ， 応力と 水平

0

ひずみに囲ま れた面積から エネルギーを 求めた． こε1ε2

1 5 ,0 0 0
1 2 ,0 0 0エ ネ ルギー量の総和

NAT 試験機の外観を 写真─ 5 に，試験条件を 表─ 2

9 ,0 0 0
6 ,0 0 0
3 ,0 0 0

除荷ε3

水平破壊回数400回時のエネルギー量算出例≒7 ,0000ε0 200 400 600 800 1 , 000
載荷回数

図─ 4 単位エ ネルギー量の算出（ 左図）
破壊エ ネルギー量の算出（ 右図）の方法で， 各載荷回数時における 単位エネルギーを算出し ， 水平破壊回数ま でのエネルギーの総和を そ図─ ₄ に示す．

のア ス フ ァ ルト 混合物の破壊エ ネルギー量と し た．

④エ ネ ルギー 量に よ る 評価結果
室内劣化を 考慮し た H 型と 高耐久 H 型の N AT

単位エネルギーおよ び破壊エネルギー量の算出例を

36

舗装

154

55− 11（ 2020年）

2. 2020 年度の発表論文

試験データ よ り エネルギー量を 算出し ， 水平破壊回傾向が確認でき た．
以上よ り ， N AT 試験データ を 用いた エ ネルギー

数と の関係を 整理し た結果を 図─ 5 に示す．
全体の傾向と し て は， H 型よ り も 高耐久 H 型の量から アスフ ァ ルト 混合物の疲労によ る ひび割れ抵エ ネルギー量が大き く ， 破壊する ま でに多く のエネ

抗性を 評価でき る 可能性を 示すこ と がで き た． 舗装

ルギー量が必要と なる こ と が確認で き た．

のラ イ フ サイ ク ルコ スト を 低減する ためには， アス

次に各劣化状態における H 型と 高耐久 H 型の近フ ァ ルト 混合物の高耐久化が求めら れる が， そのた似直線に着目する と ， 水平破壊回数が大き い低温領

めには本検討で対象と し たひび割れ抵抗性以外のア

域で は， TF OT+P AV 劣化を 考慮する こ と で 各材料

スフ ァ ルト 混合物の性状（ 耐流動性， はく 離抵抗性）の近似直線が近く なっ ている こ と から ， 劣化によ りについても 適切に評価する 必要性があり ， 今後も 検

H 型に対する 高耐久 H 型の優位性が低下し て いる

討を 継続する 予定である ．

劣化
状態

水平破壊回数と エネルギー量の関係

お わ り に

1 0 0 ,0 0 0

未劣化

水平破壊回数（ 回）

1 0 ,0 0 0

7 月の法人名変更によ り ， 当研究所の新し い愛称
は「 H IT 」 と なっ た（ 図─ ₆ ）．こ れは，英語表記し た

y= 0 .0 2 0 8 x1 .1 6 0 7
R2 =0 . 9 1 1 9

際の頭文字（ Hanshin Expressway Research Institutefor Adva n ced Tech n ology）を と っ て 命名し た も の

1 ,0 0 0
y= 0 .0 4 7 x0 . 9 96 3
R2 =0 . 9 2 2 7100

10
1 ,0 0 0である ． 名称変更に伴い， 当研究所では阪神高速サイ バーイ ン フ ラ マネジ メ ン ト シス テ ムを 構築する た

1 0 ,0 0 0

1 0 0 , 00 0

めに， 舗装分野で は AI や画像解析を 利用し た維持

1 ,0 0 0 ,0 0 0

管理等， 先進技術を 活用し た研究等にチャ レ ン ジ し ，エネルギー量（ MP a ×μ）

効率的で高度な マネジメ ン ト を 実現し たいと 考え て

1 0 0 ,0 0 0

TF OT

水平破壊回数（ 回）

1 0 ,0 0 0

y= 0 .0 3 3 3 x1 .1 2 6
R 2 = 0 .9 5 9 9

1 ,0 0 0

いる ．

y= 0 .0 2 5 6 x1 . 0 3 98
R2 =0 . 9 4 0 9100

10
1 ,0 0 0

1 0 ,0 0 0

1 0 0 , 00 0

1 ,0 0 0 ,0 0 0「 H 」 は構造物およ び阪神高速を ，「 i 」 は人を ，「 T 」 の帯は道路を
イ メ ージし ているエネルギー量（ MP a ×μ）
1 0 0 ,0 0 0

TF OT
＋P AV

水平破壊回数（ 回）

1 0 ,0 0 0

y= 0 .0 1 4 3 x1 .2 0 0 6
R2 =0 . 7 7 4 9

阪神高速先進技術研究所

ロ ゴ マーク

道路利用者にと っ て， 舗装はあたり ま えに存在す
る も のである が， 舗装の走行快適性や走行安全性を

1 ,0 0 0

y= 0 .0 0 3 2 x1 .2 6 9 7
R2 =0 . 8 0 4 3100

10
1 ,0 0 0

図─ 6確保する こ と は， 道路利用者サービ ス の向上に資す
る こ と から ， 当研究所では舗装技術に関する 調査研
究を 今後も 積極的に行っ て いき たい．

1 0 ,0 0 0

1 0 0 , 00 0

1 ,0 0 0 ,0 0 0（ 文責： （ 一財）阪神高速先進技術研究所 調査研究部

エネルギー量（ MP a ×μ）

主任研究員： H 型（ 1 0 ℃）
： H 型（ 2 0 ℃）
： H 型（ 2 5 ℃）

凡例

図─ 5

舗装

かみし た

り ゅ う ぞう

神下竜三）

： 高耐久 H 型（ 1 0 ℃）
： 高耐久 H 型（ 2 0 ℃）
： 高耐久 H 型（ 2 5 ℃）

各条件における エ ネルギー量の比較

37

55− 11（ 2020年）

155

3. 2020 年度の主な研究・行事

【2020 年度の主な研究・行事】
３１ 一般財団法人阪神高速先進技術研究所 発足 新たな情報通信技術の活用など先進技術の研究開発に積極果敢にチャレンジし、関西を中心とする都市高速道路事業の発展に更なる貢献をすべく、７月１日付けで「一般財団法人
阪神高速先進技術研究所」へ法人名を変更した。


発足式                  新たなロゴマーク

３２ ２０２０年度研究トピックス
 ①高性能鋳鉄床版開発の推進
日本の橋梁床版は経年による老朽化が進んでいるため、球状黒鉛鋳鉄の強度特性と一体成形を活かした耐久性の高い床版パネル（高性能鋳鉄床版）を共同で開発を進めている。また、2020 年 8 月 6 日（木）・7 日（金）に花博記念公園鶴見緑地にてインフラメ
ンテナンス国民会議 近畿支部フォーラム 2020 が開催され、当研究所は屋外展示において、日之出水道機器（株）、大成建設（株）、佐藤鉄工（株）、当研究所の 4 社で施工研究を行ってきた「高性能鋳鉄床版」を出展した。出展ブースには、国、地方公共団体、橋梁メーカー、総合コンサルタント等、多くの方が訪れ、高性能鋳鉄床版の実物モデルをご覧頂いた。

       出展の様子

158

3. 2020 年度の主な研究・行事

 ②大規模解析による耐震性評価に関する検討の実施
広域道路ネットワークの地震災害シミュレーションの実現に向けた検討として、国立研究開発法人理化学研究所のスーパーコンピューターを使用し、阪神高速道路の路線・区間単位の損傷程度の評価、地震時の耐荷性や地震直後の走行性の評価に関する研究を行っている。

南海トラフ地震を想定した地震被害シミュレーション

 ③Ｕリブ鋼床版の疲労耐久性検証のための実験的検討
道路構造物の高齢化に伴い、近年、鋼床版に発生する疲労亀裂が増加傾向になっており、亀裂発生を事前に予防する対策が求められている。そこで、阪神高速で提案されている予防対策工法の効果を検証するために、対策が施された鋼床版の輪荷重走行試験を実施し、結果の分析・評価を行っている。

輪荷重走行試験の様子

159

 ④柱状付属構造物の耐震性向上に関する検討
1995 年阪神・淡路大震災では照明柱などの柱状付属構造物が倒壊する被害が生じた。
その一因として、高架橋との共振により振動が増幅された可能性があると考えられる。
そこで、阪神高速道路が採用している柱状付属物を縮小した供試体に静的正負交番負荷試験を行い、破壊順序・破壊形態及び非線形特性を把握し、橋梁全体の共振影響評価、
構造改良の必要性を検討している。

正負交番試験実施状況

 ⑤耐震補強構造の設計法に関する検討
耐震補強対策として、横変位拘束構造を設置するにはスペースに限りがあるため、この構造を橋脚や橋台の縁端近くに設置しなければならない場合ある。しかし、それでは、押し抜きせん断破壊する可能性があるので、この構造の定着部の設計法を確立するた
めに、実物大供試体模型で負荷実験及び再現解析を実施している。


供試体への負荷実験                再現解析

160

3. 2020 年度の主な研究・行事

３３ 技術委員会活動状況
 平成 26 年度から鋼構造、コンクリート構造、基礎構造、アセットマネジメントなどの分野に精通した 6 名の学識経験者をセンターの技術顧問として招聘し、｢阪神高速道路技術センター技術委員会｣を設置して活動してきた。
 技術委員会の主な活動として、｢専門委員会の開催｣、｢技術アドバイス｣｢若手技術者との交流｣を行っている。
 専門委員会の開催においては、学識経験者と経験豊富な実務者からなる 8 分野の委員会を設置し、技術委員会の統括のもとに適宜審議を行い、多面的高度な検討を実施している。

      技術委員会の様子
2020 年度の活動状況（専門委員会）
 ■鋼構造物検討委員会
開催日：7/29、10/21
   委 員：川谷充朗、森猛、北根安雄、石川敏之、廣畑幹人、
日本橋梁建設協会   主なテーマ：損傷を有する鋼箱桁橋の更新に関する検討
U リブ鋼床版における補修対策効果の検討
FEA を用いた応答評価法の検討
 ■コンクリート構造物検討委員会
   開催日：1/25
   委 員：宮川豊章、三方康弘、山本貴士、三木朋広、上田尚史、
ﾌﾟﾚｽﾄﾚｽﾄｺﾝｸﾘｰﾄ建設業協会 関西支部
建設コンサルタンツ協会 近畿支部
   主なテーマ：ASR フーチングの耐荷力評価に関する検討
コンクリート表面保護要領改定に関する検討161

 ■下部構造物検討委員会
   開催日：7/31
   委 員：幸左賢二、小田和広、山本貴士、肥後陽介、上田尚史、
日本建設業連合会 関西支部
建設コンサルタンツ協会 近畿支部
   主なテーマ：設計基準第 2 部第 4 編 下部構造の改定
設計基準第 3 部第 2 編 土工の改定‐第 5 章 擁壁および第 6 章 カルバート‐■耐震技術検討委員会
  開催日：8/6、3/17(予定)   委 員：伊津野和行、高橋良和、後藤浩之、
建設コンサルタンツ協会 近畿支部
   主なテーマ：柱状付属構造物の耐震性評価
鋼上部構造の耐震補強の手引きの改訂
 ■舗装技術検討委員会
   開催日：8/19、3/2(予定)   委 員：山田優、伊藤謙、鍋島康之、麓隆行、
首都高速道路(株)、名古屋高速道路公社、
福岡北九州高速道路公社、(株)高速道路総合技術研究所
日本道路建設業協会 関西支部、日本改質アスファルト協会   主なテーマ：高耐久グースアスファルト混合物の性能規定化に関する検討         橋面舗装を対象とした舗装の損傷分析
道路構造物の補修要領の改訂に関する検討         コンクリート床版の素地調整方法が防水層の性能に与える影響検討■土工構造物検討委員会
   開催日：2/9（予定)   委 員：常田賢一、芥川真一、河合克之、小山倫史、北田奈緒子
   主なテーマ：神戸管理・保全部土工部維持管理マニュアルの一部改訂
本線直下の法面崩壊に対する復旧方法の検討■トンネル換気・防災検討委員会
   開催日：5/14
   委 員：水野明哲、川端信義、田中太   主なテーマ：神戸長田トンネルの更なる安全対策

162

3. 2020 年度の主な研究・行事■スマートエクスプレスウェイ検討委員会
   開催日：6/5
   委 員：河野浩之、野村泰稔、窪田諭、全邦釘、川西康友、
大西有三、古田均   主なテーマ：研究内容に関する報告３４ 震災資料保管庫見学者案内運営 2010 年 1 月、阪神淡路大震災後 15 年を記念してリニューアルをした震災資料保管庫を一般公開し、同年 7 月から事前予約制で毎月の第１・第３水曜日、日曜日に最大で１日３回の一般案内を実施している。
※今年度から新型コロナウイルス感染拡大のため、１日２回の一般案内を実施した。
 一般公開を実施してから、全体模型の製作を 2014 年度に実施し、一昨年度は 360°VR
動画を製作して YouTube で公開や、昨年度より最寄りからのバス・タクシーによる送迎を実施するなど施設の充実・利便性の向上を図ってきた。

163

３５ 土木構造物点検診断技術者資格認定制度
平成 27 年から実施している点検診断技術者認定にかかる講習会、筆記試験、実地講習、実地試験を昨年と同様に実施した。
有資格者を対象とした資格更新のための講習会も 3 年間の点検、診断業務の活動内容をもとにしたディスカッションについて、今年度は当研究所のテクニカルアドバイザーの方々にファシリテーターとしてディスカッションに参加いただくなどの変更を行った。また、今まで紙で配布していた点検診断講習会及び補助点検士講習会テキストを冊子化する事で、更なる内容の充実を図った。
国土交通省の技術者資格登録簿に登録されている分野・業務         
資格名称

技術者資格登録簿（区分）
施設分野

主任点検診断士
点検診断士





業務

鋼橋

点検・診断

ｺﾝｸﾘｰﾄ橋

点検・診断

ﾄﾝﾈﾙ

点検・診断

舗装

点検・診断

小規模附属物

点検・診断

土工

点検・診断

2020 年度の活動
 ●主任点検診断士・点検診断士（講習会・試験）  ○点検診断講習会：2020 年 9 月 10 日（木）  ○筆記試験   ：2020 年 10 月 2 日（金）  ○実地講習会  ：2020 年 10 月 3 日（土）  ○実地試験   ：2020 年 10 月 3 日（土）  ○合格者公表  ：2020 年 11 月 11 日（水）
 ●補助点検士講習会
  ○点検診断講習会：2020 年 10 月 7 日（水）・12 日（月） ●資格保有者更新講習
  ○更新講習会  ：2020 年 10 月 9 日（金）・14 日（水）
認定者数
資格名称

2015

2016

2017

2018

2019

2020

計

主任点検診断士

12

36

29

17

13

7

114

点検診断士

31

33

33

36

26

12

171

※点検診断士の認定者数には、主任点検診断士の認定を受けた者は含まない。

164

3. 2020 年度の主な研究・行事

 
講習会（TKP 本町）           筆記試験（TKP 本町）               実地試験（深江浜）３６ 建設技術展  近畿
2020 年 10 月 21 日（水）・22 日（木）に開催された「建設技術展 2020 近畿」で阪神高速グループブースにて出展し当研究所が行っている調査・研究事業や公益目的事業についてＰＲを行った。

３７ 道路広報用サイト「カンサイドボクスタイル」開設
 新たに、土木について技術者だけでなく、そのような知識を持たない子どもも含む一般の方にその魅力を紹介する事で土木をより身近なものであることを感じてもらい、土木ファンを増やす事を目的に、阪神高速先進技術研究所の運営する当研究所の公益目的事業の紹介・案内だけでなく、関西・全国の土木についての情報発信を行うホームページ

165

「カンサイドボクスタイル」を開設した。このホームページ開設にあたり、写真・動画共有
SNS であるインスタグラムのアカウントも開設し、より、多くの方に土木の魅力を文字だ
けではなく、写真などのツールを用いてより伝えれるようにした。
【カンサイドボクスタイル URL】  【インスタグラム アカウント】
 https://kansai-doboku-style.com/   kansai.doboku.style３８ 若手研究者助成
当研究所は、昨年度に引き続き阪神高速道路株式会社、一般財団法人阪神高速地域交流センターとともに、若手研究者の育成に寄与する社会貢献の一環として、更にはその研究成果
を阪神高速道路サービスの向上に活かすため｢阪神高速若手研究者助成基金｣を設け、公募によって都市高速道路に関する研究に対して助成を行った。募集期間は 2019 年 11 月 25 日
から 2020 年 2 月 14 日とし、上記 3 者のホームページへの掲載、阪神高速に関係する学識者へメールでの案内を実施した。構造物、交通工学、経済など幅広い分野から１４件の応募をいただき、 これらを社内選定委員会において厳正に審査した結果、次の４件の研究（計６００万 円）を助成することを決定した。
研究課題名

所属

橋りょう鋼部材 FRP 補強部の疲労耐久性に

横浜国立大学大学院

関する実験的検討

都市イノベーション研究院

職名

氏名

准教授

田村  洋助教

中西  航准教授

廣畑 幹人准教授内田 慎哉

全車両軌跡データに基づく時空間別交通状態
を 用 い た 柔 軟 な 形 状 の Fundamental
Diagram 推定

東京工業大学
環境・社会理工学院

道路橋鋼床版における溶接ルート部疲労き裂

大阪大学大学院の予防技術に関する検討

工学研究科

PC 構造物の現有応用力を完全破壊で推定す富山県立大学るマルチチャンネル衝撃弾性波法の開発

工学部

166

3. 2020 年度の主な研究・行事

３９ 道路管理者支援活動
 当研究所は近年、道路・橋梁の維持管理やアセットマネジメントへの高い関心や、国土交
通省における長寿命化修繕計画策定事業を背景に、2006 年から阪神高速道路（株）、阪神高速技術（株）および阪神高速技研（株）の協力を得て、地方公共団体道路管理者を対象とした「道路・橋梁管理者のためのメンテナンス実務者コミュニティ（MEC)」を設立し、情報提供・情報交換、技術的な支援を実施している。
その活動の一環として、9 月 25 日に（公財）兵庫県まちづくり技術センター主催の「令和２年度コンクリート構造物の施工と維持管理に関する技術講習会」に講師として、コンク
リート構造物の損傷事例及びその要因、調査診断技術、補強設計施工の留意点等の講習を行った。

３１０ 新聞等への広告掲載
 今年度は下記のとおり新聞等への広告掲載を実施した。
 ①第 55 回地盤工学研究発表会 WEB サイト
  掲載期間：6 月 1 日～7 月末頃

 

167

 ②日刊建設工業新聞 広告
  掲 載 日：6 月 30 日

 ③建設通信新聞 広告
  掲 載 日：8 月 17 日

 ④橋梁通信 広告
  掲 載 日：2 月 1 日

168

参考資料

参考－１ 組織図     理事長     理  事     総務企画部    総 務 課        評議員会    監  事              企 画 課      理事会              調査研究部
    技術委員会     共済運営委員会            共 済 部    共 済 課

参考－２ 有資格者(2021 年 3 月現在)
    工学博士 ４名
    技術士 ８名
    技術士補 ２名
    RCCM １名
    一級土木施工管理技士 １０名
    一級舗装施工管理技士 ３名
    測量士 ２名
    コンクリート診断士 ３名
    コンクリート主任技士 ３名
    コンクリート構造診断士 １名
    プレストレストコンクリート技士 １名
    土木鋼構造物診断士 ２名
    舗装診断士 １名
社会保険労務士 １名
    労働安全コンサルタント １名

172

参考資料

参考－３保有特許
特許名称

特許登録日

概略

床版パネルの固定構造

2018/2/16

短い工期で容易に床版パネルを主桁に固定す(特開 2016－094819)

る事ができる床版パネルの固定構造

軽量充填モルタル組成物 2016/7/15

鋼床版の補強として、鋼床版Ｕリブ等の内部(特開 2014－221702)

空間に軽量モルタル組成物、軽量モルタルを充填する方法

ポーラスコンクリートを 2016/3/25

雨水等を浸透させない遮水性と透水性、騒音用いた道路の舗装方法

低減性能を実現するポーラスコンクリートの(特開 2013－100662)

舗装方法

点検対象部材の決定方法 2013/10/25

重点的に点検を行うべき点検対象部材を客観(特開 2011－080211)

的に把握することが可能な点検対象部材の決定方法

橋梁の活荷重測定方法

2012/12/14

種々の構造形式の橋梁に適用できる活荷重の(特開 2010－107246)

測定方法

橋梁鋼床版の補強構造、 2020/1/8

縦リブ内の空間を利用して補強材を設置する及び橋梁鋼床版の補強方

橋梁鋼床板の補強構造、及び補強方法

法(特開 2017－133320)
173

年報 2020
発

行

編集兼発行者

2021 年 3 月 31 日
一般財団法人 阪神高速先進技術研究所〒 541-0054 大阪市中央区南本町 4 丁目 5 番 7 号 東亜ビル
TEL.06-6244-6060 FAX.06-6244-9612

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〒541-0054
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Tel: 06-6244-6060 URL: https://www.hit.or.jp/202104-ACC-220J