ISSN 2434-9720

一般財団法人 阪神高速道路技術センター

年報［2019 年度］

一般財団法人 阪神高速道路技術センター

年報［2019 年度］

目次
1. 巻頭言．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 7
2. 2019 年度の発表論文．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．
2-1.

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

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（令和元年 9 月）, 土木学会．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．赤松伸祐 14
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，阪神高速．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．赤松伸祐 16
2-2．コンクリート．．．．．．．．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．
ASR 劣化 PC 梁の補強設計に関する検討
阪神高速道路第 51 回技術研究発表会論文集，阪神高速．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．大八木亮 24
2-3．基礎．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．
立体骨組解析の適用による鋼管矢板基礎の設計合理化に向けた基礎的検討
第 54 回地盤工学研究発表会，地盤工学会．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．服部匡洋 32
2-4．耐震．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．
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
土木学会論文集 A1 特集号 ( 地盤工学論文集 ) 第 38 回地震工学研究発表会．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．服部匡洋 36
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，土木学会．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．服部匡洋 46
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 第 39 回地震工学研究発表会，土木学会．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．前川和彦 58

3

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 第 39 回地震工学研究発表会，土木学会．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．大八木亮 68
地震被害シミュレーションによる兵庫県南部地震における構造物応答の再現と耐震補強効果に関する検討
第 22 回橋梁等の耐震設計シンポジウム講演論文集 (2019 年 7 月 )，土木学会．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．服部匡洋 78
橋座縁端に配置された横変位拘束構造の縁端距離に着目した水平力載荷実験第 22 回橋梁等の耐震設計シンポジウム講演論文集 (2019 年 7 月 )，土木学会．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．前川和彦 86
橋座縁端に配置された横変位拘束構造の橋座部補強鉄筋量に着目した水平力
載荷実験
第 22 回橋梁等の耐震設計シンポジウム講演論文集 (2019 年 7 月 )，土木学会．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．大八木亮 92
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兵庫県南部地震の再現に関する検討
土木学会第 74 回年次学術講演会（令和元年 9 月）, 土木学会．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．服部匡洋 100
水平力分担構造に対する水平力載荷実験 －縁端距離に着目したケース－
土木学会第 74 回年次学術講演会（令和元年 9 月）, 土木学会．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．前川和彦 102
水平力分担構造に対する水平力載荷実験 - 本体鉄筋量と補強鉄筋量に着目したケース 土木学会第 74 回年次学術講演会（令和元年 9 月）, 土木学会．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．大八木亮 104
広域道路ネットワークの地震被害シミュレーションの精度検証に関する検討
阪神高速道路第 51 回技術研究発表会論文集，阪神高速．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．服部匡洋 106
水平力分担構造等の定着部を対象とした水平力載荷実験
阪神高速道路第 51 回技術研究発表会論文集，阪神高速．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．前川和彦 112

4

2-5.

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

阪神高速道路の鋼床版上舗装に発生する損傷について
土木学会第 74 回年次学術講演会（令和元年 9 月）, 土木学会．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．神下竜三 118
鋼床版上舗装の損傷分析に関する検討
阪神高速道路第 50 回技術研究発表会論文集，阪神高速．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．神下竜三 120
2-6.

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

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報告
阪神高速道路第 51 回技術研究発表会論文集，阪神高速．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．慈道充 128
3. 2019 年度の主な行事．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．
3-1.

40 周年記念事業．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 136

3-2.

震災資料保管庫見学者案内運営．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 136

3-3.

土木構造物点検診断技術者認定制度．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 138

3-4.

技術委員会活動状況．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 139

3-5.

建設技術展 2019 近畿．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 141

3-6.

土木の日協賛行事「土木技術体感見学ツアー」．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 142

3-7.

若手研究者助成．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 142

3-8.

道路管理者支援活動．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 143

参考資料．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．
．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．
組織図．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 146
有資格者（2020 年 3 月）．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 146
保有特許．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．．． 147

5

1. 巻頭言巻 頭 言：" 技 術 センター の 将 来 像 展 望 "京都大学名誉教授
技術顧問 大西 有三
一昨年創立 40 周年を迎えた（一財）阪神高速道路技術センターは、今年は新しい姿に衣替えできるように検討が進められています。技術センターは永きにわたり阪神高
速道路に係る調査研究並びに技術開発に取り組んで来られ、貴重な足跡を遺されたことに対し敬意を表します。
技術センターが関連する建設分野を含め、世の中技術革新が進み、従来とは様変わりしてアナログからデジタルへと変化の波が押し寄せています。象徴的なのが、内閣府が推奨している「Society5.0 構想」です。「Society5.0」とは、狩猟社会 (Society1.0)、農耕社会 (Society 2.0)、工業社会 (Society 3.0)、情報社会 (Society 4.0) に続く新たな社会を目指すもので、サイバー空間 ( 仮想空間 )とフィジカル空間 ( 現実空間 )を高度に融合させたせたシステムにより実現されます。現代社会 (Society4.0) では人
間が情報を解析することで価値が生まれてきたが、Society5.0 では膨大なビッグデータ
を人工知能 (AI) が解析し、ロボットなどを通じて人間にフィードバックされることで、新たな価値が産業や社会にもたらされることとなります。
この枠組に対応するため、建設業に関して国交省は”i-Construction”により2025 年までに建設現場の生産性を 2 割向上させるとしています。”i-Construction”は、建設生産・管理システム全体を 3 次元デジタルデータで繋いで、ICT や AI などの新技術、新工法などを積極的に活用することによって生産性の向上を目指すものです。
一方、世界全体の動きを見ると、日本は先端技術研究では欧米に水をあけられ、中国に猛烈に追い上げられ、直近では多くの技術分野で追い越されているようです。
現状では、世界的に存在感を示している日本企業は多くはありません。また、製造業
だけでなく、農業、漁業でもシステム化が遅れ、先の見えない状態に陥っていると報道されています。官の旗振りが続いているオープン・イノベーションについてもしかりです。日本では、なぜ革新的なイノベーションが起きないのでしょうか。いわゆる“失われた過去 20 年”の間、日本の組織は自前主義に固まり、交流して協働する意識が乏しいと言われていました。ソフト開発においてその意識は顕著で、諸外国で基本ソフト開発がオープン（基本的に無料）で推進され、成果が急速にアップデートされている（その最たるものが UNIX 系ソフトウェア）中、日本ではコストの高い汎用性のない開発が8

1. 巻頭言顕著であり、融通が利かず、その弊害を今でも引きずっています。最近の AI ソフト開発では、オープン言語 Python が広く使われていますが、日本の影は薄いです。また、
AI 開発には良質のビッグデータが必要ですが、相変わらず日本ではデータの囲い込みが起こっていて、個別の組織内で標準化されていない少量のデータをもとに苦闘している状況です。
日本の停滞感の根本は、全体的にリーダーシップを発揮できる人材が不足していること、加えてチャレンジ精神に富み、好奇心旺盛で、日常的にグローバルな視点を持ち、広い視野で物事を考え、自分の足下 ( 周り) から行動できる人たちが極めて少ないからと言われていますので、技術センターではこのような点を強く意識して日々の仕事を欲し
いと考えます。
少々の失敗も恐れずに、新しいことにチャレンジしていく人たちは、世界には沢山います。代表的な人は米国のベンチャー企業家イーロン・マスク氏です。彼は何度も失敗していますが、現在は電気自動車 (EV) メーカーのテスラと、ロケット再利用自動帰還システムを開発したスペースＸ社の 2 つの会社を経営しています。その彼が立ち上げたトンネル掘削ベンチャー企業は、技術革新によりトンネル掘削速度を 10 倍にすることを目指しており、ロサンゼルスでトンネル物流網を構築する構想を発表してトンネルを掘削中です。このような奇想天外とも言える構想を実現するには、強い意志と情熱、
アイディア、それに資金が必要です。欧米には、リスクをとってベンチャー企業に多額の出資をする投資家がいますが、安全・安定志向の日本の投資家はマネできません。
今後少子高齢化で人口が減少し、社会が変容する日本において、グローバル化や絶え間ない革新と変化に目を向けて仕事をするには、チャレンジ精神と好奇心を忘れない「人」が極めて重要です。かつそのような人材をどのように育成していくか、現在の世相の中で、技術センター一丸となって改めて考える時期に来ているのではないかと思います。

9

2. 2019 年度の発表論文

2-1. 鋼構造

I-295

令和元年度土木学会全国大会第 74 回年次学術講演会

FEA を用いた鋼桁橋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 ○赤松 伸祐
阪神高速道路(株) 正会員

青木 康素

１．はじめに近年，コンピュータの進歩に伴い，有限要素解析（Finite Element Analysis：以下，FEA）が普及しており，鋼桁橋の設計にも FEA の導入が可能となっている．しかし，FEA から算出された応答値は，評価手法に明確な定めがない上に，格子解析による公称応力評価との関連性についても不明瞭である．そこで本検討では，
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 FFA を実施し，応答抽出に関する基礎的な検討を行った．
２．検討方法と対象橋梁
鋼 I 桁橋の耐荷性能の照査では，
公称応力と道路橋示方書などで規定される許容値（制限値）を比較す

床版

ることが多い．FEA を適用して公称応力による評価を行う場合は，構築
結合材(剛体梁要素)したモデルからの応力の取り出しある．例えば，応力の取り出し方については，節点応力と要素応力の応
答誤差の可能性を考慮する．また，抽出した作用応答値については，板
厚･板幅方向に応力勾配や応力集中がある場合の取り扱いに注意が必<設計条件>
道路規格：第１種第３級
設計速度：V=８０km/h
橋梁形式：４径間連続鋼非合成鈑桁橋
支承形式：密閉ゴム支承板支承（ＢＰ・Ｂ沓）
設計荷重：活荷重 TL－20，TT－43
幅員構成：全幅員 10.380～10.900m
有効幅員 9.250m
道路線形：平面曲線 R=3200m，3195m
縦断勾配 2.857%直線下り勾配
横断勾配 2.0%直線片勾配
使用鋼材：SS400，SM490Y，HTB M22（S10T）
PC床版 ：コンクリート σck=50N/mm2
鉄筋 SD345
橋軸方向および橋軸直角方向の２方向緊張
プレキャスト床板より床版間はPC継手連結

上フランジ
4分割
垂直補剛材
2分割

ウェブ
6分割
剛体梁要素
下フランジ
4分割

※上り線側に壁高欄は設置されていない

検討対象橋梁のFEモデル1)

図-1

要である．ここでは設定した対象構

造物の格子モデルと FE モデルを構築し，これらのモデルから応答を抽出して，必要と考えられる検証事項を分析した．
対象とする構造物は，図-1 に示すように，土木研究所で
FE モデル化手法の検討に用いた橋梁とした 1)．検討に使用すピラミッド型で集約した節点に支持条件を与える

T4

支間中央載荷

P2

P3

G1
G2
G3
G4

る FE モデルの要素種類や分割数等は，文献 1)で提案されて
上フランジ

３．１ 節点応力と要素応力の分析

A25300 5500 5300 5500 5300 5500 5300
1500
38000

(mm)
0
400

応答の取り出し方の違いによる影響を確認するために，支800間中央載荷時における主桁ウェブの直応力に着目し，節点応

1200

力と要素応力を抽出･比較した(図-2(a)(b))．

1600
FEモデル(節点)

ウェブの直応力は，節点応力と要素応力で違いは見られず，
文献 1)で提案された主桁設計用の FE モデルから応答を抽出する場合は，取り扱いが容易な節点応力を抽出して差し支えないと考えられる．
連絡先

直応力抽出位置T1(a) 載荷状態と応答抽出位置

３．応答値の分析

キーワード

T2

載荷CASE341500

いる主桁設計を対象としたモデル化手法を参考とした．

T3

2000
下フランジ

FEモデル(要素 )

-40

-20

0

20
40
2
直応力度(N/mm )(b) G4 桁のウェブの直応力度分布
図-2 節点応力と要素応力の比較

鋼桁橋，FEA，格子解析，設計法〒541-0054 大阪市中央区南本町 4-5-7 東亜ビル内©️ Japan Society of Civil Engineers

I-295
14

(一財)阪神高速道路技術センター

TEL 06-6244-6038

1730 6900
1900

方法などを，予め定めておく必要が

ウェブ

上フランジ

方や取り出した応力値の取り扱い

2. 2019 年度の発表論文
I-295

令和元年度土木学会全国大会第 74 回年次学術講演会

３．２ 主桁フランジ応力の分析

中間支点上載荷

T4

T3

T2

T1

P3

応答抽出位置

主桁フランジの応答を分析するために，格子モデルおよび
G1
G2
G3
G4

載荷CASE4

断面決定ケースとなる中間支点上載荷時の支点上上フラン

5300 5500 5300 27505300 5500 5300
2750
41500
38000

ジとした．抽出する応答は，図-3(b)に示すように，格子モ(a)載荷状態と応答抽出位置

構成する節点の直応力とその平均値に加え，主応力，ミーゼ
ス応力とした．
一般的に断面設計で用いている直応力は，FE モデルの方が格子モデルより小さな値となっている．また，フランジ幅方向の直応力分布は，ウェブ直上で大きくなる傾向が見られたが，主応力，ミーゼス応力と一致していないため，せん断

5※床版は全断面有効

上フランジ上面の応力度(N/mm2)

デルではフランジの縁応力とし，FE モデルではフランジを

4

2
1
ウェブ位置

0
0

P2

P3

G1
G2
G3
G4

梁理論(合成)G4-C15
G4-C15 200mm
G4-C15 467mm

2000

ウェブ高(mm)

1500
1000
500
0

桁に応力が流れることによって，主桁断面の直応力に乱れが-40見られるが，その範囲は 200mm 以下と限定的であると考え既に提案されたFEモデル1)を用いて，取り組みやすい項目に着目して基礎的な検討を実施した結果，抽出する応力の種類や位置に議論の余地があることが明らかとなった．今後は，応答の抽出方法の検討に加え，抵抗側に必要な安全余裕を分析し，鋼桁の設計及び耐荷力照査法の提案に結び付けたい．
参考文献
1) 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©️ Japan Society of Civil Engineers

I-295
15

-20

0

20

40

直応力度(N/mm2)(b) G4桁ウェブの直応力
下フランジ下面の直応力度(N/mm2)

４．まとめ

A2

直応力抽出位置2500

確認できなかった．このことから，横桁取付け位置では，横ると言える．

T1(a)載荷状態と応答抽出位置

フランジおよびウェブ共に横桁取付け断面では直応力に部材との取り合いを考慮した評価断面を設定する必要があT25300 5500 5300 5500 5300 5500 5300
1500
38000

41500

ランジおよびウェブの直応力を抽出した(図-4(b)(c))．

られる．このように FE モデルから応答を抽出する場合には，

T3

C15

と取付け位置から 500mm 程度離れた主桁断面に着目し，フ断面から 200mm 離れた断面の直応力を抽出したが，乱れは400

載荷CASE3

図-4(a)に示すように，支間中央載荷時の横桁(C15)取付け部

確認できなかった．さらに影響範囲を分析するために取付け

300

T4

支間中央載荷直応力を抽出すると危険側となるため，ミーゼス応力を評価

乱れが見られるものの，500mm 程度離れた断面ではそれを200(b) G4桁上フランジの応答
図-3 中間支点上載荷時の上フランジ応力の抽出評価するかについては検討の必要があるが，評価する場合は，部材取付け部の応力の乱れの影響範囲を確認するために，

100

フランジ幅方向の距離(mm)いると考えられる．このような応力の乱れを公称応力として３．３ 部材取付け部の主桁応力の分析

梁理論(合成)
直応力
直応力平均
主応力
ﾐｰｾﾞｽ応力3遅れ現象ではなく，支点上横桁に応力が流れた影響を捉えて応力とするなど評価応力については注意が必要と言える．

A2
1730 6900
1900

び抽出断面は，図-3(a)に示すように，一般的に鋼桁設計で

P2

30

ウェブ位置

25
20
15
10

梁理論(合成)G4-C15
G4-C15 200mm
G4-C15 467mm

5
0
0

100

200

300

400

500

フランジ幅方向の距離(mm)(c) G4桁下フランジの直応力
図-4 横方向部材付近の主桁の直応力

1730 6900
1900

FE モデルから応答を抽出した．応答抽出時の載荷状態およ阪神高速道路第 51 回技術研究発表会論文集

FEAを用いた鋼桁橋の応答照査法に関する検討赤松伸祐1・青木康素2
1(一財)阪神高速道路技術センター 調査研究部調査研究第二課
2 技術部技術推進室

要約
鋼桁橋の設計は，一般に初等はり理論に基づいた格子解析によって行われている．一方，近年では高性能なコンピュータの普及に伴い，複雑な構造物等における細部構造の応力状態の把握にFEAが多用されており，鋼桁橋の設計にも導入が可能となりつつある．しかし，FEAから算出された解析結果の評価手法及びその評価の信頼性確保の前提となるメッシュ分割や境界条件の設定に明確な定めがない．また，格子解
析による公称応力評価との関連性についても不明瞭な部分が多い．そこで本検討では，FEAを用いた鋼桁の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，応答抽出法の基礎的な検討を行った．

キーワード: 鋼桁橋，FEA，格子解析，設計法
された応答は，評価手法及びその評価の信頼性確保の前提となるメッシュ分割や境界条件の設定に明確な定めがない上に，格子解析による公称応力評価との関連性についても不明瞭である．
そこで本検討では， FEAを用いた設計及び耐荷力照査法の提案に向けて，図-1に示すように，既往の知見を調査・分析し検証事項を整理した上で，鋼I桁多主桁橋を対象とした格子解析とFFAを実施し，応答抽出法の基礎検討を行った．

１．はじめに一般的な橋梁形式である鋼桁橋の設計は，従来より初等はり理論に基づいた格子解析によって行われている．格子解析は主桁と横桁を単純な格子構造に置き換えるものであり，計算機が普及していなかった時代において複雑な構造をより簡略化して解くという観点から，合理的な設計手法として確立され，現在も用いられている．
一方で，コンピュータの進歩に伴い，近年では構造物の形状をそのまま，もしくはそれに近い状態を
モ デ ル と し て 離 散 化 し ， 解 析 す る 有 限 要 素 解析
(Finite Element Analysis：以下，FEA)が普及しており，複雑な構造物等における細部構造の応力状態の把握に用いられている．また，記憶容量や計算時間といった課題は解消されつつあり，鋼桁橋の設計にも導入が可能となっている．しかし，FEAから算出

２．既往文献の調査
ここでは，以下に示す2文献を対象として，検討内容と今後の課題を整理した．
(1) 鋼桁橋の設計へのFEM解析の適用に関する研究
土木研究所では，鋼桁橋の設計へのFEM解析の適用に向けて研究に取り組んでおり，2007年に土木研究所資料第4047号1)を刊行している．
この文献における研究の概要を図-2に示す．ここ•過年度に実施されている文献の収集・調査
既往文献の •現状の課題を整理
調査•応答照査の流れを整理
検証事項の •着目する検証事項を抽出
整理

土
木
研
究
所

•鋼多主桁橋を対象として，格子モデルとFEモデルを構築
検討ﾓﾃﾞﾙの •(主桁設計を対象としたモデル化)
構築

・ 鋼多主桁橋をＦＥＭモデルにより解析する際の課題の整理
・ 既往の載荷試験結果との比較によるFEMモデルの妥当性検討
・ FEMによる主桁の影響線と格子解析による影響線の詳細な比較による荷重分配の分析
・ 試設計による従来設計からの鋼重低減効果等の導入効果の分析

研 究 結果の整理・モデル化方法
・適用の考え方・解析結果の評価方法
・疲労照査の方法
・試設計
・留意事項

（関連する部分を反映）

大
学
委
託
研
究

•格子モデルとFEモデルから応答を抽出
抽出応答の •応答抽出での課題を整理
分析

東京工業大学（三木千寿教授）： 疲労強度の評価方法，最適化計算手法の検討

早稲田大学（依田照彦教授）： 静的耐荷力の安全性評価方法の検討

九州工業大学（山口栄輝教授） ： ＦＥＭのモデル化に関する検討

図-2 文献1)の研究概要

図-1 検討フロー16

2. 2019 年度の発表論文

では，鋼多主桁橋を対象として，主桁の最適化設計
へのFEAの適用を試み，格子解析と比較した場合の導入効果を分析するとともに，設計への適用の観点から適切な解を得るためのモデル化手法ならびに解の評価手法を検討している．
ここでは，静的載荷試験データが得られている鋼
連続多主鈑桁橋を解析対象として，格子モデルとFEモデルを作成し，実測値と解析値の比較を通して主桁設計に適用するFEモデルの妥当性を確認している．また，活荷重載荷手法の検討を行った上で，提案したFEモデルを用いて鋼多主桁橋の試設計を行い，格子解析と比較した場合の鋼重低減効果について検討している．
鋼重の検討では，検討当時の道路橋示方書に従って許容応力度法により部材応力の照査を行っているが，格子モデルとFEモデルを適用した場合の解析精度の違いによる安全率の違いについては考慮しておらず，本来，これらの解析や解析ツールの信頼性の違いに応じた安全余裕の検討やそれを考慮できる
ような照査法の検討が必要と考察されている．また，FEAから算出される作用応答値（応力，ひずみ，変位など）の抽出方法については検討されていない．

３．検証事項の整理
耐荷性能の確保における部材照査の流れを図-3に示す．部材の耐荷性能を照査する場合は，照査の対象とする構造物と想定する挙動によってモデル化の方法は異なるため，まず，対象となる構造物とその構造物が置かれる作用環境を設定した上でモデル化の方針を決定する．さらに，構築したモデルに対して適切な境界条件を設定し，材料や幾何学挙動の解
析条件の基で解析（収束計算）を実施する．その後，応答を抽出し，抽出した応答を橋の性能・限界状態に基づく許容値と比較することで耐荷性能を評価する必要がある．
しかし，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く，統一的な考え方が整理できていな
い．また，応答値と比較する許容値についても，例
えば鋼部材では，公称応力に対して用意された降伏
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）

照査方法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-3 耐荷性能の確保における部材照査の流れ

図-4 FEAでの応力評価において考慮する事項

17

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）

作用力のモデル化（荷重・組み合わせ）

応答値の抽出構造モデル・
離散化

設計対象の置かれる作用環境・架橋条件

線形・非線形
構成則･境界条件

解析（収束計算）

設計対象
（上部・
部材）
下部 or

解析条件設定(2) 鋼上部構造の設計にFEM解析を適用するためのガイドライン(案)
本州四国連絡橋公団では，FEAを設計時のツールとして用いた場合，解析手法･モデル化の方法･解析
結果の評価方法等に関する一般的な基準がなく評価の統一性がかけていることに対し，当時の設計におけるFEAの活用実態を整理し，1993年に｢鋼上部構造の設計にFEM解析を適用するためのガイドライン(案)｣を制定している．
ここでは，弾性域での応力･変形問題を対象としてFEAを実施する場合の流れと各段階において解析技術者に求められる判断を整理した上で，必要とされる基礎理論および要素特性･モデル化の方法･解析
結果の評価方法を取り纏めている．
このガイドラインでは，今後の課題として，FEAから得られた応答値の強度評価に関して，公称応力に対して定められた許容値の再評価が必要とされている．また，FEAから算出される作用応答値の抽出
方法については記載されていない．

強度を基に安全率を付与した許容値に対して耐荷性能の照査を実施していることが多く，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 対象構造物のモデル化：要素種別，要素分割数，
境界条件，初期不正の考慮の有無など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④ 抵抗値の設定方法：公称応力ベースの許容値と比較することの是非，適切な補正方法の有無
鋼I桁橋の耐荷性能の照査へのFEAの適用を想定
すると，抽出する応力の種類，フランジのせん断遅れ現象の影響，床版の分配効果が主桁応答に及ぼす影響，ガセット取り付け部における応力の乱れ，といった作用応答値を公称応力として評価するために考慮しておくべき事項に加え，節点応力と要素応力の違いや要素の種類（シェル，ソリッド）の違いによる応答誤差についても検証する必要があると考えられる．このようにFEAで耐荷性能を照査する際に必要と考えられる事項を列挙し，図-4に示すように，
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た．本検討では，まず取組みやすい検討項目として赤字で締める範囲について検討を行うこととした．
本検討では，設定した対象構造物のFEモデルと格子モデルを構築し，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．

４．検討モデルの構築(1) 対象橋梁と静的載荷試験
本検討において対象とする構造物は，図-5に示す
ように，土木研究所でFEモデル化手法の検討に用いた橋梁とした1)．本橋梁は，4径間連続非合成鈑桁
橋（日本道路公団上信越自動車道栃木川橋下り車線，
平成7年竣工）であり，試験車両を用いた静的載荷試験が行われている．図-6に載荷試験時の試験車両
および載荷ケース，表-1に試験車両の軸重を示す．
試験には総重量約20tf の3 軸の大型ダンプトラック4台が使用されている．載荷ケースは支間中央部における荷重分配性状の把握を目的とした載荷ケース（幅員方向の中心載荷CASE1，偏心載荷CASE3 お
よびCASE5）と，中間支点上の負曲げモーメント領域の挙動の把握を目的とした載荷ケース（幅員方向の中心載荷CASE2，偏心載荷CASE4 およびCASE6）が実施されている．図-7に主桁の鉛直変位および橋軸方向ひずみの測定位置を示す．ひずみゲージの貼付け位置は，支点上のソールプレートや横桁取付け
用ガセットプレート等を考慮してA2 橋台側に1.0m
程度ずらしている．
(2) FEモデル
FEモデルの作成では，図-5中の橋梁緒元を使用することを基本としたが，道路線形に関しては，平面線形をR=∞，縦断勾配および横断勾配を0%と簡便化し，全幅員は10.5mの一定とした．
検討に使用する解析モデルの要素種類や分割数等は，文献1)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，表-2に示すとおりとした．
主桁，横桁および床版はシェル要素とし，主桁上フランジと床版は完全合成桁となるよう剛体はり要素

図-5 検討対象橋梁の鳥瞰図（P2～A2）

18

2. 2019 年度の発表論文

表-1

試験車両の諸元

3800

5300
10800

1700

支間中央載荷T4

300 1900 300
2500

T3

試験車両の軸重試験車両名称 前輪軸重（ｔｆ） 後輪軸重（ｔｆ） 合計（ｔｆ）
T1
5.19
15.57
20.76
T2
5.53
15.10
20.63
T3
6.65
15.01
21.66
T4
6.00
15.00
21.00
※後輪は2軸であるが、1軸として計上
前輪載荷面積：橋軸200mm×橋軸直角200mm
後輪載荷面積：橋軸200mm×橋軸直角500mm

T2

T1

表-2 FEモデルの要素種類と分割数
使用要素

部材名称

G1
G2
G3
G4

A2

載荷CASE5載荷CASE1
載荷CASE3
5300 5500 5300 5500 5300 5500 5300
1500
38000

41500

FEモデル

（-）

□

床版
ハンチ

床版

要素分割

（-）

〃

地覆
ウェブ

-

フランジ
垂直補剛材

□

全高６分割

□

全幅４分割

□

１分割と２分割

支間中央付近は
1：5.3以下〃

中間支点上付近は
1：4.3以下

〃

T4

T3

T2

T1

-

フランジ

横構

下横構

□

全高６分割

□

全幅２分割

1：4以下

┄

G1
G2
G3
G4

A2

載荷CASE6載荷CASE2
載荷CASE4（-）□※（結合材）

考慮━

４径間分の総節点数

無視
74161

４径間分の総要素数

83108

最大（最小）要素サイズ

440（75)

凡例□：シェル要素］

5300 5500 5300 27505300 5500 5300
2750
41500
38000

〃
無視

架設用スライドレール

1730 700 4300
1900 1900

P3〃〃

高力ボルト継手部

P2

〃
〃

ウェブ

横桁

〃

〃

水平補剛材

中間支点上載荷

重量
考慮

□

壁高欄

主桁

アスペクト比床版支間８分割

］P3

1730 700 4300
1900 1900

P2

格子モデル

-：はり要素：オフセットはり要素━：剛体はり要素┄：トラス要素（-）：断面剛性を主桁のはり要素に加算
空欄はモデル化していない部材を示す。

図-6 試験車両および載荷ケース※結合材とは床版と主桁上フランジの合成作用を表すための部材のこと。

△：橋軸方向ひずみ

350○：鉛直変位ひずみゲージは橋軸方向終点側に1.0m離した位置に貼付け

表-3 FEモデルの要素種類と分割数

上フランジ下面

30 30

P3

A2

G1

項目

内容

解析タイプ

線形静的解析

ヤング係数

30

G2

30

G3

ポアソン比

下フランジ上G4

1000
4000 4000

5750

5000

10000

8000

10000

変位計

5000

：1/6

橋軸方向

橋軸直角方向鉛直方向

橋軸回り

支承条件 固定

拘束

拘束

拘束

自由

自由

自由

可動

自由

拘束

拘束

自由

自由

自由

T4

P2

T3

T2

P3

T1

A2

載荷CASE341500

5300 5500 5300 5500 5300 5500 5300
1500
38000

1730 6900
1900

鉛直変位抽出位置
G1
G2
G3
G4

(a) 載荷状態と応答抽出位置
2.0

実橋計測値
格子合成モデル1)0.0

格子合成モデル鉛 直変 位（ ｍ ｍ ）FEモデル1)
FEモデル

-2.0
-4.0
-6.0
-8.0
-10.0

G1

G2
載荷 CAS E3

G3

橋軸直角回り 鉛直軸回りで結合した．また，支承部は，剛体はり要素を用いて支承幅と高さをピラミッド型でモデル化し，集約
節点に境界条件を与えることとした．要素分割はフランジ幅方向を4分割，ウェブ高さ方向を6分割とし，橋軸方向の分割は，フランジ幅方向およびウェブ高さ方向の一辺に対しアスペクト比1:5程度以下とすることを基本として，中間支点上の複雑な応力状態となる部位は1:4程度以下とした．また，解析におけるヤング係数，ポアソン比および支承条件は，表-3に示すとおりとした．
FEモデルについて，鉛直変位･フランジおよびウェブの直応力の解析結果と，実測値および過年度の検討で実施されたFEモデルの解析結果1)を比較して妥当性を確認した．一例として，荷重載荷CASE3とし各桁の鉛直変位を抽出した結果を，図-8に示す．
文献1)での実測値および格子合成モデル，FEAの結果について，文献から数値を読み取り図中に示している．鉛直変位は実測値と比較すると若干小さな値となっているが，過年度のFEモデルの結果と比較
するとほぼ同等の値となっている．このことからモデル化は妥当であり，鉛直変位が実測値より小さくなった原因は，FEモデルにおいて床版ハンチや舗装などをモデル化しておらず，実橋に比べ剛性を低く評価しているためと考えられる．

図-7 主桁の鉛直変位および橋軸方向ひずみ測定位置
支間中央載荷コンクリート（床版、壁高欄）：3.3×104N/mm2 σck=50N/mm2
鋼材（主桁、横桁、補剛材、横構）：0.30
コンクリート（床版、壁高欄）

ピアノ線

1000

鋼材（主桁、横桁、補剛材、横構）：2.0×105N/mm2G4(b) 各桁の鉛直変位
図-8 載荷試験と解析結果の比較

19

P3

G1
G2
G3
G4

T2

載荷CASE3
5300 5500 5300 5500 5300 5500 5300
1500
38000

41500

P2

A2

直応力抽出位置T4

支間中央載荷

T1

P3

G1
G2
G3
G4

T3

T2

T1

A2

応答抽出位置載荷CASE3
5300 5500 5300 5500 5300 5500 5300
1500
38000

41500

1730 6900
1900

P2

T3

1730 6900
1900

T4

支間中央載荷(a)載荷状態と応答抽出位置(a) 載荷状態と応答抽出位置

直応力度の平均値（N/ｍ
ｍｍ2）

20.0

15.0

10.0

5.0

0.0

実橋計測値
FEモデル(節点)FEモデル(要素)

-5.0

G1

G2

G3

G4

載 荷 C A SE 3(b) 下フランジの直応力度の平均値
上フランジ

(mm)
0

(b) G4桁下フランジの応答
図-10 支間中央載荷時の下フランジ応力の抽出

400

中間支点上載荷

T4

T3

T2

T1

P3

応答抽出位置

800

1600

実橋計測値
FEモデル(節点)

2000
下フランジ

G1
G2
G3
G4

5300 5500 5300 27505300 5500 5300
2750
41500
38000

FEモデル(要素 )

-40

-20

載荷CASE402040
直応力度(N/mm2)A21730 6900
1900

P2

1200

(a)載荷状態と応答抽出位置(c) G4 桁の直応力度の分布
図-9 節点応力と要素応力の比較

５．応答値の分析(1) 節点応力と要素応力の分析
節点応力と要素応力の取り方の違いによる応答誤差の確認するために，各載荷ケースにおける主桁フ
ランジおよびウェブの直応力を抽出･比較した．抽
出する応答は一般的に照査に用いている直応力とし，フランジは各主桁における節点応力および要素応力の平均値，ウェブは各桁の高さ方向分布とした．一
例として，荷重を載荷CASE3とした場合の各桁の下フランジの直応力の幅方向での平均値およびG4桁のウェブの高さ方向の直応力分布を，図-9に示す．
節点応力と要素応力では，フランジ・ウェブともに直応力度に違いは見られなかった．このことから，
文献1)で提案されている主桁設計用のFEモデルから応答を抽出する場合は，節点応力と要素応力に差がないため，取り扱いが容易な節点応力を抽出して差し支えないと考えられる．
(2) 主桁フランジ応力の分析
フランジに発生する応力度の差異を分析するために，格子モデルおよびFEモデルから応答を抽出した．応答抽出時の載荷状態および抽出位置は，図10(a)，図-11(a)に示すように，一般的に鋼桁設計
で断面決定ケースとなる支間中央載荷時の支間中央
下フランジと，中間支点上載荷時の支点上上フランジとした．抽出する応答は，図-10(b)，図-11(b)に示すように，桁の変形とフランジ応力とした．フラ20(b) G4桁上フランジの応答
図-11 中間支点上載荷時の上フランジ応力の抽出

ンジの応力は，格子モデルではフランジの縁応力とし，FEモデルではフランジを構成する節点の直応
力とその平均値に加え，せん断遅れの影響を併せて分析するために，主応力，ミーゼス応力を抽出した．
フランジ応力は，支間中央および中間支点上のフランジ応力のどちらにおいても，FEモデルの方が格子モデルより小さな値となっている．また，フランジ幅方向の直応力分布は，支間中央載荷時の支間
中央の下フランジ断面においては，せん断遅れの影響は見られず，桁が回転変形している影響で直応力分布に一定の勾配が見られた．中間支点上載荷時の支点上の上フランジ断面においては，ウェブ直上の上フランジ直応力が大きくなる傾向が見られた．この直応力は主応力，ミーゼス応力と一致しておらず，
支点上横桁に応力が流れた影響を捉えていると考えられる．このような応力の乱れを公称応力として評価するかについては検討の必要があるが，評価する
場合は，直応力を抽出すると危険側となるため，ミ2. 2019 年度の発表論文

P3

G1
G2
G3
G4

T2

T1

A2

直応力抽出位置C15

載荷CASE3
5300 5500 5300 5500 5300 5500 5300
1500
38000

41500

中間支点上載荷

P2
G1
G2
G3
G4

T1

P3

反力抽出位置A2(a)載荷状態と応答抽出位置
400

300

活荷重反力（kN））

ウェブ高(mm)

T2

5300 5500 5300 27505300 5500 5300
2750
41500
38000

梁理論(合成)G4-C15
G4-C15 200mm
G4-C15 467mm

2000

T3

載荷CASE4(a)載荷状態と応答抽出位置
2500

T4

1730 6900
1900

P2

T3

1730 6900
1900

T4

支間中央載荷

1500
1000

200

100

500

0

0

-100

梁理論(合成)

-40

-20

0

20

40

下フランジ下面の直応力度(N/mm2)(b) G4桁ウェブの直応力2015梁理論(合成)G4-C15
G4-C15 200mm
G4-C15 467mm

5
0
0

100

200

300

400

G3

G4

モデルの方が大きくなり，載荷位置から離れるにつれてFEモデルの方が大きくなる傾向が見られる．
これは，格子モデルとFEモデルの分配効果に違いが影響していると考えられ，FEモデルの方が床版等による分配効果が大きいと推測される．これによって，FEAでは桁の応答が小さくなる効果がうかが
える．

ウェブ位置

25

10

G2

(b)各桁の活荷重反力
図-13 活荷重反力

直応力度(N/mm2)

30

FEモデル

G1

500

フランジ幅方向の距離(mm)６．まとめ(c) G4桁下フランジの直応力
図-12 横方向部材付近の主桁の直応力

今回の検討で明らかとなった事項を以下に示す．
1) 主桁設計を対象としたFEモデルでは，節点応力と要素応力に大きな差異は見られない．
2) FEモデルから抽出されるフランジの直応力は，格子モデルで算出される値より小さくなる．
3) 今回検討の対象とした桁断面では，せん断遅れ現象を確認できなかった．要素分割の影響である可能性がある．
4) 他部材との取り合い位置では主桁応力に乱れが見られるが，その範囲は200mm以下と限定的であった．応力が乱れる部位については，評価に用いる応答の種類および評価断面を検討する必要がある．
5) FEモデルの方が格子モデルに比べ床版等による荷重分配効果が見込める．

ーゼス応力を評価応力とするなど評価応力については注意が必要と言える．
(3) 横方向部材取り付け部の主桁応力の分析
横方向部材取付け部の応力の乱れの影響範囲を確認するために，図-12に示すように，支間中央載荷時(載荷CASE3)の横桁(C15)取付け部と取付位置から500mm程度離れた主桁断面に着目し，フランジおよびウェブの直応力を抽出した．
この抽出結果から，ウェブ･フランジ共に横桁取
付け断面位置では直応力の乱れが見られるものの，500mm程度離れた位置ではそれは確認できず，影響範囲を確認するために取付け断面から200mm離れた断面の応力を抽出したが，直応力の乱れは確認できなかった．このことから，横桁取付け位置では，横桁に応力が流れることによって，主桁断面の直応力に乱れが見られるが，その範囲は200mm以下と限定的であると考えられる．このように着目断面を評価する場合には，他部材との取り合いを考慮した評価
断面を設定する必要があると言える．

参考文献
1) 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
2) 村越潤，高橋実，吉岡勉，野中哲也，加藤修：FEM解析を用いた鋼多主桁橋の設計合理化の検討，鋼構造論
文集，第11巻第43号，2004.9
3) 本州四国連絡橋公団：鋼上部構造の設計にFEM解析を適用するためのガイドライン(案)，1993.9
4) 大橋治一，大川宗男：｢鋼上部構造の設計にFEM解析を適用するためのガイドライン(案)｣の運用上の留意点，
本四技法，Vol.19，No.75，1995.7(4) 支点反力の分析
FE モデルおよび格子モデルから算出された支間
中央載荷時(載荷CASE3)のP3橋脚上の活荷重反力を
図-13に示す．FEモデルと格子モデルから抽出された活荷重反力を比較すると，載荷位置直下では格子21

2-2. コンクリート

阪神高速道路第 51 回技術研究発表会論文集

ASR劣化PC梁の補強設計に関する検討
大八木 亮1・田邊 睦2・伊佐政晃312(一財)阪神高速道路技術センター 調査研究部 調査研究第二課(一財)阪神高速道路技術センター 調査研究部 調査研究第一課
3 技術部技術推進室

要約
ASR劣化した下部工PC梁に対して外ケーブル曲げ補強をおこなうにあたり，道路橋示方書の設計手法を極力準用する方針を考えていたが，物性値の低下やASR膨張による内部応力の変動などの複合的な要因により，適用可能性について不明確な点があったことから諸検討を実施した．具体的には，曲げについては，道路橋示方書に基づく計算結果と，FEM解析結果とを比較することで，道路橋示方書の設計手法でおこなえば安全側の評価になることを確認した．せん断については，道路橋示方書で用いられている耐荷機構を念頭に，道路橋示方書を準用できる前提条件について整理した．結果，得られた知見を踏まえた補強設計方針を策定した．

キーワード: ASR，PC梁，曲げ補強，外ケーブル補強，設計方針

後も膨張やひび割れの進展が継続することが考えられることから，ガイドライン 2）にもある補強対策後の維持管理性に配慮し，補強後に躯体を目視できるようにするためである．
外ケーブル工法の補強設計は，実務面を考慮して道路橋示方書 3）の設計手法に極力準拠することを考えていたが，ASR 劣化による物性値の低下やASR 劣化構造物への外ケーブル追加が既設内ケーブルに過度のプレストレス損失を与えないか，ASR
膨張が構造物の応力状態に悪影響を与えていないか，など，複合的な要因に起因する懸念があった．
そのため，健全なコンクリートを対象とした道路
橋示方書の設計手法が ASR 劣化した構造物に適用できるかについて，不明な点が多かった．
そこで，道路橋示方書の設計手法が準用できるかを明らかにすべく，曲げとせん断について検討

１．はじめに阪神高速道路では，定期点検において，ひび割れなど一定量以上の劣化が発生した構造物を対象に ASR 橋脚か否かの判定を実施し，下記条件に該当するものを ASR 橋脚として位置付けている 1)．
1) ゲルが確認され，梁部において，RC 橋脚では幅0.3mm 以上，PC 梁橋脚では幅 0.2mm 以上のひび割れの総延長が 100m を超えるもの
2) ゲ ルが確認され ，採 取 コア の膨 張 率（ 全膨張率）が 0.1%を超えるもの
これらの ASR 橋脚は，表-1 に示す 4 段階の外観
劣化度に分類するが，特に，劣化度が大きい外観
劣化度Ⅲ，Ⅳとなる下部工 T 型橋脚の PC 梁への対策工として，外ケーブルによる曲げ補強を適用する方針とした．これは，ASR の特徴として，補強
表-1
外観劣化度Ⅰ

ASR 橋脚の外観劣化度の定義と維持管理上の対応 1)
外観劣化度Ⅱ

外観劣化度Ⅲ
複 数 の ひび 割れが 梁両端 まで連 続して いる

外観
劣化度

対応

最 大 幅 1mm未満のひび割れ

最大幅1mm以上のひび割れが一部に発生

最 大幅 1mm以上 の明 瞭な ひ び 割れ

最大幅１mm以上の明瞭なひび
割れが梁天端、梁側面に発生し、複数のひび割れが梁両端部まで連続している

外観劣化度Ⅳ梁天 端 に 複 数の最 大3mm以上のひび 割れ

顕 著 なひ び 割れ

最大幅３mm以上のひび割れが梁天端に複数発生し、凸形柱の天端や梁端部に顕著なひび割れが発生している

最大幅１mm未満のひび割れが発生している最大幅１mm以上のひび割れが部分的に発生している

点検計画を検討

ASR劣化度調査，性能照査を実 ASR劣化度調査，性能照査を実 ASR劣化度調査（鉄筋健全度調
施施査含む），性能照査を実施

24

2. 2019 年度の発表論文をおこなった．曲げについては，断面計算により求めた道路橋示方書の設計手法と，FEM解析により道路橋示方書とは別の構成則で求めた解析結果とを比較することで，道路橋示方書の設計手法が
ASR劣化した下部工PC梁に対して適用できるかについて検討した．せん断については，道路橋示方書で用いられている耐荷機構を念頭に，道路橋示方書を準用できる前提条件について整理したうえ
で応力度および耐力を評価した．そして，以上の検討により得られた知見を基に，設計手引きを策定した．

表-3 鋼材の物性値
鉄筋

PC 鋼材

ヤング係数 N/mm2 200,000

200,000

単位

２．曲げについての検討
ASR 劣化した下部工 PC 梁に外ケーブル工法を適用するための補強設計を実施するにあたって，道路橋示方書の設計手法に ASR 劣化による物性値の低 減 を 適 用し た 場 合 の 断 面 計 算 の 妥 当 性 お よ び
ASR 膨張による影響度を，大型供試体を対象にした FEM 解析により検討した．
(1) 対象構造物
大阪工業大学八幡実験場にて暴露養生中である，
下 縁 側 に PC 鋼 棒 を 配 置 し た 大 型 梁 供 試 体（750×750×5000） 4)を対象構造物とする．対象構造
物の支間中央に集中荷重を漸増載荷させる FEM 解析モデルを構築し，集中荷重と梁の変位，応力度，
圧縮ひずみの関係について求めた．解析モデル図を図-1 に示す．

ポアソン比

‐

0.3

0.3

降伏応力

N/mm2

338.4

930

断面積

mm2

126.7*4 804.2*4=506.8 =3216.8

備考
鉄筋：供試体試験値
PC 鋼材：標準値
鉄筋：D13上下縁各 4 本
PC：φ32 4 本a) コンクリート
応力-ひずみ関係は，破壊エネルギーを考慮する
ことによる要素寸法依存性の軽減効果を期待して，
圧縮側は放物線モデル，引張側は 2012 年制定コン
クリート標準示方書の 1/4 モデルを使用した．図-2に示す．
ひび割れについては，分散ひび割れモデルと直交固定ひび割れモデルを使用した．また，ひび割
れ後のせん断伝達モデルは，一定せん断伝達モデ
ル（β=0.2）とし，2012 年制定コンクリート標準示
方書に基づき，図-3 のようにひび割れ直交方向のコンクリート圧縮強度を低下させるモデルとした．
さらに，多軸拘束下における圧縮強度の増加，ひび割れによるポアソン比の低減を考慮するものとした．

図-2 圧縮軟化曲線(左)と引張軟化曲線(右)図-1 解析モデル図(2) 材料モデル
ここでは，コンクリート，鋼材の材料モデルについて述べる．解析で用いたコンクリート，鋼材の物性値はそれぞれ表-2，表-3 にまとめる．

図-3 直交方向のひび割れによる強度低減モデルb) 鉄筋
応力-ひずみ関係は図-4 に示すバイリニアとし，主筋とコンクリートの付着－すべり関係は図-5 に示すコンクリートの膨張率の関数として付着特性を決定するモデルとした．また，主筋は端部で定着させるものとした．

表-2 コンクリートの物性値
単位

健全

劣化

圧縮強度

N/mm2

47.1

33.0

ヤング係数

N/mm2

27,00013,500

圧縮破壊 E
引張強度
引張破壊 E

N/mm
N/mm2
N/mm

60.2
3.0
0.098

50.4
2.4
0.087

備考
健全：供試体試験値
劣化：健全×70%
健全：供試体試験値
劣化：健全×50%

25

した．ケース 1 は健全時，ケース 2 は ASR 劣化によるコンクリート物性値の低下を模擬し，コンク
リートの圧縮強度を 70％，ヤング係数を 50％とした．ケース 3 はコンクリート物性値をケース 2 と同様に低下させ，道路橋示方書の設計手法にて算出
した断面計算，ケース 4 は鋼材予ひずみによる膨張を考慮，ケース 5 はケース 4 の条件に外ケーブルによる緊張力を追加した．ケース 1，2，4，5 は先述の構成則による FEM 解析で，ケース 3 は道路橋
示方書の構成則による断面計算により算出した．

図-4 鉄筋の応力-ひずみ関係表-5 検討ケース（曲げ）

検討手法
物
性
値

図-5 付着応力-すべり量関係

σck(N/mm2)Ec(N/mm2)ASR 膨張外ケーブルc) PC 鋼材
応力-ひずみ関係は弾性とした．PC 鋼棒の緊張力
伝達は完全付着によりおこなうものとし，外ケー
ブル緊張力は梁端部面全体に分布荷重を与えることで表現した．

ケース 1 ケース 2 ケース 3 ケース 4 ケース 5
劣化
劣化
劣化
・膨張
健全
劣化
・道示
・膨張
外ケーブル
道示
FEM
FEM
FEM
FEM
断面計算
47.1
33.0
33.0
33.0
33.0
(100%)
(70%)
(70%)
(70%)
(70%)
27,00013,50013,50013,50013,500(100%)
(50%)
(50%)
(50%)
(50%)
無
無
無
有
有
無
無
無
無
有

(5) 解析結果
FEM解析にてケース比較したもの（ケース1，2，
4，5）を図-6に，FEM解析により求めた結果と道路橋示方書の設計手法で断面計算により求めた結果とを比較したもの（ケース2，3）を図-7に示す．
(3) ASR 膨張について
ここで，図中の黄色着色部分は全断面圧縮となる
ASR 膨張を影響評価する手法として，鋼材予ひ範囲で弾性領域にあり，道路橋における使用限界
ずみによる方法で表現することとした．ここで，範囲を意図している．
鋼材予ひずみによる方法とは「ASR による膨張ひa) FEM解析結果
ずみにより PC 鋼材が伸びて張力が増加すると考え
図-6よりケース1，2を比較すると，弾性領域のたときの張力増加分を膨張による圧縮力とみなし， 上下縁応力度については両者ともほぼ同じ値とな
緊 張 力 導 入時 に あ ら か じ め 増 加 さ せ て 与 え る 方った．圧縮強度，ヤング係数の影響を受けると考法」と定義する．
えられる変位量，ひずみ量については，劣化した
膨張量の設定については，既往の大型供試体試
物性値を用いたケース2の方が大きい感度を示した．
験の結果および解析データ 5)を参考にした．ここでケース2，4を比較すると，ケース4の方が下縁応は，健全供試体と ASR 劣化供試体の材料試験結果
力度の引張，上縁応力度の圧縮に対して改善が見に対して FEM 解析を実施し，ASR 劣化供試体の膨られた．また，上縁ひずみにおいても，仮に，終張をフィッティングしているが，その際に使用し局ひずみを0.0035（道路橋示方書に準拠）としたと
た鋼材予ひずみ量と同等の増分を本検討の解析にきの荷重について，ケース2（P=1640kN）に比べケも適用することとした．表-4 に諸数値を示す．なース4（P=1780kN）の方が大きくなり，本検討ではお，本検討では，ASR 膨張が内部応力にどの程度膨張を見込むと曲げ耐力が向上する結果となった．
影響するかの確認を主眼としており，膨張量その
これは，膨張を鋼材予ひずみ，つまり緊張力の増ものが妥当であるかについては検討対象としてい加で表現しているが，大型供試体のPC鋼材は下縁ない．
側に偏心配置されているため，曲げに対しては結果的に改善側の結果を与えるためであると考えら
表-4 鋼材応力度の材料試験結果と解析データ
れる．実構造物の下部工PC梁も，上縁側に偏心配
FEM
割増
健全値
置されていれば，同様に改善側の結果を与えると(N/mm2) (N/mm2)(FEM/健全値)考えられる．
既往の
631
744
1.18
大型供試体試験
ケース4，5を比較すると，外ケーブルを追加し
684
807
1.18
本検討
たケース5は，ケース4に比べ応力度については上下縁とも圧縮側に移行し，曲げ耐力については向(4) 検討ケース
上する結果となった．
検討ケースは表-5 に示す 5 ケースについて実施

26

2. 2019 年度の発表論文

ケース1

健全

ケース2

劣化

ケース4

劣化_膨張

ケース5

劣化_膨張_外ケーブル

ケース2

ケース3_終局 断面計算（応力�ひずみ曲線）

4変位(mm)

-4

4
0

400

800

1200

1600

0

2000

-4
変位(mm)

0

-8
-12
-16

0

4

2

2
800

1200

1600

-6
-8
-10
-12

-2 0

800

1200

1600

2000

-4
-6
-8
-10
-14

集中荷重P(kN)

集中荷重P(kN)(b) コンクリート下縁応力度(b) コンクリート下縁応力度
1720

0

400

800

1200

1600

0
2000
引張応力度(N/mm2)

引張応力度(N/mm2)

400

-12

-14

-20
-30

-10

1390
0

400

800

1200

1720
1600

2000

-20
-30
-40

-40
-50

-50

集中荷重P(kN)

0

400

800

1200

集中荷重P(kN)(c) コンクリート上縁応力度(c) コンクリート上縁応力度
17801640 1950
1600
2000

0.0000-0.0010-0.0020

ひずみ

ひずみ

2000

集中荷重P(kN)02000

引張応力度(N/mm2 )

引張応力度(N/mm2)

400

-4

-0.0030-0.0040-0.0040-0.0050

集中荷重P(kN)

1430 1640
0

400

800

1200

1600

-0.0020-0.0030-0.00501600(a) 下縁変位

4-2 0-0.0010

1200

-12

-20

集中荷重P(kN)00.0000800-8(a) 下縁変位

-10

400

-16

-20

0

FEM

ケース3_設計 断面計算（弾性）

集中荷重P(kN)(d) コンクリート上縁ひずみ
図-7 FEM解析結果と断面計算結果の比較(d) コンクリート上縁ひずみ
図-6 FEM解析結果

27

2000

b) FEM解析結果と断面計算結果の比較
図-7よりケース2，3を比較すると，弾性領域においてはFEM解析，断面計算の結果がよく一致した．塑性領域においては，終局ひずみを0.0035とす
ると，ケース2に比べ，ケース3の方が早い段階で到達した．このことは，終局限界状態における曲げ耐力の評価としては，道路橋示方書の設計手法を用いると安全側の評価になることを示している．

(2) 試算結果
前節の前提を踏まえ，実構造物である堺線P290
橋脚の下部工PC梁に対してせん断照査を実施した．
対象構造物の概要を図-9に示す．

３．せん断についての検討
ASR劣化した下部工PC梁に対し，道路橋示方書に示されるせん断の照査手法を適用できる前提条
件について整理し，その前提条件のもとで実構造物に対する試算を実施した．
(1) 前提条件について前提条件を明確にするにあたり，まず道路橋示方書で用いられている耐荷機構について整理する．
道路橋示方書のせん断耐荷機構はトラス理論に基づいており，終局荷重作用時において，①ウェ
ブコンクリートの圧壊と②斜引張鉄筋の降伏による斜引張破壊について照査を実施することとしている．図-8にトラス理論の模式図を示す．
①圧縮斜材:ウェブコンクリート
斜めひび割れ圧縮弦材:コンクリートの
曲げ圧縮部
C

図-9 堺線P290橋脚の構造概要

検討ケースは表-6に示す3ケースとした．ケースⅠ
は健全時，ケースⅡはコンクリート圧縮強度を70％，
ヤング係数を50％に低減，さらに有効高をPC鋼材
図心までと設定し，ケースⅢはケースⅡの条件に加えて外ケーブルを追加した．なお，ASR膨張を考慮すると，緊張力増加により耐力が向上し，評価が危険側となることから，膨張は考慮しないこととした．
表-6 検討ケース（せん断）

z
α
S

α

α

引張弦材:引張鉄筋

T②鉛直引張材:せん断補強鉄筋
道示照査項目図-8 トラス理論の模式図

特に，部材断面の有効高さについては，引張弦材（引張鉄筋）に沿ってひび割れを起こしているとトラス機構が有効に機能しない懸念があることから，部材圧縮縁から通常設定する引張鉄筋までではなく，より内部に配置されたPC鋼材図心までとして照査するものとする．このことから，PC鋼材が有効に機能することが前提であるとも言える．
PC鋼材が引張弦材として有効に機能するためには
PC鋼材，定着具が健全であることに加え，PC鋼材が付着され（グラウトが充填され），定着部が構造安全性を有していることが必要である．
ここで，PC鋼材定着部の構造安全性を確認する手法として，応答値である外力作用時のPC部材定
着部の割裂応力と，抵抗値であるASR劣化したコン
クリートの引張強度を比較する簡易算定法が，既往の研究6)にて提案されている．

28

コンクリート強度(N/mm2)
ヤング係数(N/mm2)
有効高 (mm)
外ケーブル

ケースⅠ
健全

ケースⅡ
劣化

35.0
(100%)
29,500(100%)
1,981
なし

24.5
(70%)
14,750
(50%)
1,506
なし

ケースⅢ
劣化
外ケーブル
24.5
(70%)
14,750
(50%)
1,506
あり

試算結果について，使用限界状態（設計荷重作用時）の照査として，表-7，8に斜引張応力度の照査結果を，終局限界状態（終局荷重作用時）の照査として，表-9にウェブ圧壊の耐力照査結果を，表-10に斜引張破壊の耐力照査結果を示す．
表-7

斜引張応力度照査（死荷重時）
単位

ケースⅠ

ケースⅡ

ケースⅢ

(kN)

1,084

1,035

1,035

τ

2

(N/mm )

0.59

0.61

0.61

σx

(N/mm2)

3.29

3.14

3.88

σI

(N/mm2)

-0.10

-0.11

-0.09

σIa

(N/mm2)-0.90

σI/σIa

(%)

11.1%

15.9%

13.0%

OK

OK

OK

Sp

判定

-0.69

2. 2019 年度の発表論文

表-8

単位

ケースⅠ

ケースⅡ

ケースⅢ

Sp

(kN)

1,084

1,035

1,035

τ

(N/mm )

2

0.90

0.92

0.92

σx

(N/mm )

2

3.29

3.14

3.88

σI

(N/mm2)

-0.23

-0.25

-0.21

σIa

(N/mm2)-1.85

σI/σIa

(%)

判定

表-9

(N/mm2)τmax(2) せん断について
道路橋示方書の根底にあるトラス理論は，以下の前提であれば少なくとも適用可能範囲であると言える．
・ひび割れなどにより軸方向鉄筋が有効に機能しない可能性があることも踏まえ，部材有効高は，安全を見て部材圧縮縁からPC鋼材図心までとす
る．
・PC鋼材は端部定着構造が有効に機能することを前提とする．
・PC鋼材は付着していることを前提とする．

-1.54

12.4%

16.2%

13.6%

OK

OK

OK

ウェブ圧壊耐力照査

単位

ケースⅠ

ケースⅡ

4.65

3.27

ケースⅢ

Sp

(kN)

1,084

1,035

1,035

Suc

(kN)

20,428

11,377

11,377

Sh(kN)

Suc/Sh

(%)

判定

表-10

4,440
460.1%

256.2%

256.2%OK

OK

OK(3) 適用範囲外
以下の条件は適用範囲から外れるため，上記，曲げ，せん断についての知見が適用できない．
・コンクリート強度，ヤング係数がそれぞれ70%，
50%を下回るもの
・鉄筋，PC鋼材の断面積減少（破断含む）
・PC鋼材の未付着（グラウトの未充填）・端部定着構造の機能不全（PC定着具，鉄筋，および端部コンクリートを含む）

斜引張破壊耐力照査

単位

ケースⅠ

ケースⅡ

Sc

(kN)

3,311

1,931

2,122

Ss

(kN)

3,028

2,302

2,302

ケースⅢ

Sp

(kN)

1,084

1,035

1,035

Sus

(kN)

7,422

5,268

5,459

Sh

(kN)

Sus/Sh(%)

判定

れ，終局耐力が向上した．ただし，評価上の安全性を考慮すると，膨張は考慮しない方がよい．

斜引張応力度照査（活荷重時）

4,440167.2%

118.7%

122.9%OK

OK

OK

以上の知見を踏まえ，ASR劣化PC梁補強にあたっての基本方針として，ASR劣化したPC梁の補強
設計手引きを策定した．今後は，実設計にあたって，適宜詳細検討する必要がある．

試算の結果，設計荷重作用時，終局荷重作用時
とも制限値や耐力に対して余裕があることを確認した．なお，実際は，引張鉄筋自体が健全であれ
ば相応に寄与すると考えられるため，試算の評価は安全側であると言える．

謝辞：ASR劣化した下部工PC梁の補強設計手引きの策定にあたり，コンクリート構造分科会，PC構
造物検討委員会およびASR劣化PC梁補強検討WGの委員の皆様から，貴重なご示唆を多数いただいた．
ここに謝意を記す．

４．まとめ

参考文献

本検討では，ASR劣化した下部工PC梁への外ケーブル曲げ補強設計にあたり道路橋示方書の設計手法が適用できるかについて明らかにすべく，曲げについては大型供試体を対象に断面計算，およびFEM解析を実施し，せん断については道路橋示方書を準用できる前提条件について整理した上で，実構造物を対象に試算をおこなった．結果，得られた知見，および適用範囲外となるものは以下のとおりである．
(1) 曲げについて
道路橋示方書の設計手法は弾性領域（≒使用限界状態）ではFEM解析ケースとよく一致し，塑性
領域（≒終局限界状態）ではFEM解析ケースより安全側の評価となった．また，ASR膨張を先述の鋼材予ひずみによる方法で影響評価をおこなった
結果，ASR膨張を考慮した方が内部応力が軽減さ

29

1） ASR構造物の維持管理マニュアル，阪神高速道路㈱，阪神高速道路技術センター，2007
2） ASRに関する対策検討委員会：アルカリ骨材反応による劣化を受けた道路橋の橋脚・橋台躯体に関する補修・補強ガイドライン（案），2008
3） 日本道路協会：道路橋示方書・同解説Ⅲ コンクリ
ート橋・コンクリート部材編，20174） 佐々木一則，松本茂，久利良夫，葛目和宏，金海鉦，宮川豊章：ASR 劣化が生じた PC はりの長期暴露試
験における膨張挙動，会誌「材料」，(公社)日本材料学会，Vol.57，No.10，pp.973-980，2008
5） 廣井幸夫：ASR 劣化した PC 梁構造物のひび割れ密度とコアの力学特性を活用した曲げ耐荷性能評価に関する研究，京都大学学位論文，P52-P70，20186） 宮川豊章ほか：建設技術研究開発費補助金総合研究
報告書 ASR 劣化構造物の力学性能推定技術の確立，
2014

2-3. 基 礎

第 54 回地盤工学研究発表会ŮĔ»Ćsü)Īũ'47´ţņĄ)þ¸Ŭl'ªĄĩ¡ĳŮĔ»Ćsü ´ţņĄ ¶ĖŴ×Åî¶ďĸŷßFYG ÷rbœŐŨ   ŉrb  āÿŸŊ                   Åî¶ďĸŷ|ÑrÕ   ŉrb  ûułÊ   ŉrb  ãÄò                   ĭĘ{Ę{d      {ørb ĉçŻŃ   {ørb Ɓťś                                ºÂrb źĐ¬ø   ºÂrb šĐŲ 

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32

2. 2019 年度の発表論文

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2-4. 耐 震

土木学会論文集 A1（構造・地震工学）,Vol 75, No. 4（地震工学論文集第 38 巻）,I_476-I_484,2019.

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
服部 匡洋 1・大石 秀雄 2・加藤 祥久 3・
中村 真貴 4・馬越 一也 5・篠原 聖二 6
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

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: yoshihisa_kato@tech-center.or.jp
4 正会員

株式会社地震工学研究開発センター（〒880-0902 宮崎県宮崎市大淀 3-5-13）
E-mail: nakamura@eerc.co.jp

5 正会員

株式会社地震工学研究開発センター（〒880-0902 宮崎県宮崎市大淀 3-5-13）
E-mail: magoshi@eerc.co.jp

6 正会員

阪神高速道路株式会社 技術部（〒541-0056 大阪市中央区久太郎町 4-1-3）.
E-mail: masatsugu-shinohara@hanshin-exp.co.jp

阪神高速道路全線 260km を対象とした広域ネットワーク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，2018 年 6 月 18 日 7 時 58 分に大阪府北部で発生した地震において加速度が観測された観測局 22 箇所のうち，長大トラス橋である港大橋を対象とし，当該観測局にて観測された地表面加速度を入力とした地震応答解析を実施することで，港大橋の地震時の応答評価を試みたものである．桁端部及び桁中央部における計測値と解析値を比較した結果，床組免震のモデル化等の影響により，解析結果は計測結果に比べわずかに長周期となる傾向を示したが，変位応答の主要な卓越周期を概ね再現することができ，
地震応答解析における構造解析モデルの妥当性を示した．

Key Words : long span truss bridge, 2018 Northern Osaka-fu earthquake, seismic response analysis,
seismic observation

1. はじめにく，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

阪神高速道路では，1995 年 1 月 17 日に発生した兵庫程度を路線単位や出入口・ジャンクション間の区間単位

県南部地震により甚大な被害を受けて以降，橋梁の下部で評価するものである．著者らは，広域道路ネットワー

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検討として，阪神高速道路湾岸線の約 55 km の区間を対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

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を行い，地震発生後の走行性評価の可能性を示したが 2)，
そのシミュレーション精度には課題が残っている．

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

他方で，阪神高速道路では地震発生時の迅速な交通管

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制対応や構造物の地震挙動の把握の観点から，兵庫県南研究 1), 2)を進めている．これは，一般的な橋梁の設計に

部地震以前から地震観測システムを順次整備しており，
22 箇所の観測局で地表面や橋脚天端，上部構造内での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

I_476
36

2. 2019 年度の発表論文
土木学会論文集 A1（構造・地震工学）,Vol 75, No. 4（地震工学論文集第 38 巻）,I_476-I_484,2019.

加速度の計測を行っている 3)．2018 年 6 月 18 日に発生した大阪府北部を震源とする地震(以下，大阪府北部地震と称する)では，港大橋をはじめとする長大橋部や震源発生域に近い守口線の高架橋部などの複数の観測局で加速度が観測された．
以上を踏まえ，本検討では広域ネットワーク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，大阪府北部地震において加速度が観測された観測局のうち，
長大トラス橋である港大橋を対象とし，当該観測局にて観測された地表面加速度を入力とした地震応答解析を実施することで，港大橋の地震時の応答評価を試みたものである．なお，港大橋については，これまで金治・鈴木により 2000 年鳥取県西部地震や 2004 年紀伊半島沖地

4)

図-1 対象橋梁一般図（単位：mm）

震を対象に，固有周期や減衰などの動的特性の検証が行われているが，これは供用当初の構造を基に検討されたものであり，兵庫県南部地震以降港大橋で実施された床
組免震や座屈拘束ブレース等の耐震補強が構造解析モデ
ルに考慮されていない．このため，本検討ではこれらの骨組み表示

耐震補強を反映した構造モデルを用いた現況構造を対象
ファイバー表示として検討を行い，そのモデル化が地震時応答に及ぼす※基礎－地盤系：固定

影響について考察を行った．

図-2 解析モデル

2. 対象橋梁・解析モデル

応答の低減が橋軸方向ほど期待できないことが示唆されたため，鋼製履歴型ダンパーによる高減衰化を図ってい(1) 橋梁概要

る．鋼製履歴型ダンパーとしては座屈拘束ブレース(BRB)を採用し，2 次部材である中間支点部上における

図-1 に対象橋梁の一般図を示す．本橋は全長 980 m，支間割 235 + 510 + 235 mの 3 径間ゲルバートラス橋であ

主構対傾構及び側径間における横構に座屈拘束ブレース

5)る ．吊径間部はアイバー支承を介して支持されており， を設置している．
鋼床版桁によるダブルデッキ構造を有する．また，架設箇所は埋め立て地であり，厚く沖積層が堆積する軟弱地盤であるため，中間橋脚 P2，P3 基礎には剛性の高いニ(3) 解析モデル

ューマチックケーソンが採用されている．

ファイバー要素で構成された立体骨組み構造の解析モデ

対象橋梁の解析モデルを図-2 に示す．本検討では，
ルを用いており，主構の弦材・鉛直材・斜材，下部構造，(2) 耐震補強概要
対象橋梁は 1974 年 7 月に供用開始され，1995 年 1 月

アイバー支承はすべてファイバー要素でモデル化した 8)．

17 日兵庫県南部地震では床組を支持する BP 支承において橋軸方向を拘束するストッパーが破断するなどの被害

また，対象橋梁では，これまで床組免震構造への改良や BRB の設置などの耐震補強工事が実施されている．

が見られたが，震源発生域から離れていたこともあり大今回の検討では構造解析モデルの妥当性の検証が目的できな損傷は免れた．この地震を機に道路橋示方書・同解説 V 耐震設計編 6)が改訂され，レベル 2 地震動の導入にあることから，これらの耐震補強をすべて反映し現況構

よる設計時の入力地震動が引き上げられたことを受け，震構造として設置された積層ゴム支承は非線形ばね要素

対象橋梁では耐震補強工事が実施されてきた 7)．橋軸方

で，BRB はファイバー要素でモデル化した．基礎－地向に対しては長周期化することにより応答低減の効果が盤系については，本検討では基礎ばねを考慮せず固定支大きいことが見込まれ，免震構造を採用することが有効持とした．

端部橋脚上の支承については線形ばねとした．

造を忠実に再現した構造解析モデルとするため，床組免であると考えられた．このため，鋼床版桁を支持する支本検討で使用した構造解析モデルの総節点数は 14337，

承をすべてすべり免震支承に取替え，床組免震構造とし要素数は 17040，ファイバー積分点数は 823052 であった．

ている．また，橋軸直角方向に対しては長周期化による

I_477
37

土木学会論文集 A1（構造・地震工学）,Vol 75, No. 4（地震工学論文集第 38 巻）,I_476-I_484,2019.

3. 地震観測[3]桁中央部に対し，それぞれ○□△の記号を統一的に用いることとする．

(1) 地震記録
本検討では，2018 年 6 月 18 日に発生した大阪府北部
地震（気象庁マグニチュード MJMA=6.1）を対象とした．

4. 検討フロー阪神高速道路の路線と対象橋梁位置，震源周辺の主な断層と，大阪北部地震の震央との位置関係を図-3 に示す．
港大橋観測局にて観測された地表面加速度を用い構造震央である大阪府北部から対象橋梁までは約 28 km 離れ
解析モデルの精度検証を行うための検討フローを図-5ており，対象観測局では震度 4 を記録した．なお，このに示す．本検討では，[1]地表面で観測された加速度を
地震により対象橋梁に被害は確認されなかった．

入力とした地震応答解析を行い，[2]桁端部，[3]桁中央部の解析結果と計測結果を比較することで精度検証を行(2) 計測機器

う．

図-4，表-1 に計測器の設置位置と計測チャンネルにつ

解析結果と計測結果を比較するにあたり，加速度波形

いて示す．図-4 に示す通り，港大橋では[1]地表部，[2]に対しバンドパスフィルター処理（すべての波形に対し，
低域遮断周波数：0.05 Hz，高域遮断周波数：20 Hz，遷

主構桁端部（以下，[2]桁端部），[3]主構桁中央部（以下，[3]桁中央部）の 3 箇所に速度計を配置し計測を行っ

移帯域幅：0 Hz）を行い，入力波形として用いることと9)ている．計測にはサーボ型速度計 を使用している．この速度計では橋軸方向，橋軸直角方向，鉛直方向の 3 方した．観測された加速度波形をそのまま用いなかったの

向成分の加速度及び速度を計測しており，変位は計測さは，[3]桁中央部の計測変位に観測時の計測誤差やノイズと思われる 30 s 程度の長周期波が含まれていたためでれた速度を別途積分し算出している．このため，港大橋
観測局では計 27 成分の計測データが得られる．なお，

表-1 地震計計測チャンネル

本稿では計測場所を示す 3 箇所には[1]地表部，[2]桁端部，2018年
大阪府北部地震震央

有馬－高槻断層

対象橋梁○[2]桁端部

約27.6 km

六甲・淡路断層帯[1]地表部□[3]桁中央部

△

加速度

橋軸
CH1

直角
CH2

鉛直
CH3

3

CH数

速度

CH4

CH5

CH6

3

変位

CH7

CH8

CH9

3

加速度

CH10

CH11

CH12

3

速度

CH13

CH14

CH15

3

変位

CH16

CH17

CH18

3

加速度

CH19

CH20

CH21

3

速度

CH22

CH23

CH24

3

変位

CH25

CH26

CH27

3

生駒断層帯

上町断層帯
観測記録
[1]地表部
0

図-3 対象橋梁と付近の断層帯[2]桁端部

Acceleration

100

0

50

100

150

0

200

-100

[3]桁中央部

Acceleration

200

0

50

100

150

200

-200

計測加速度にバンドパスフィルター処理

[2]

[3]
Acceleration

100

0

[1]

-100

[2]

0

50

100

150

200

50

100

加速度

150

比較

200

Displacement

100[1]地表部の
計測加速度
解析値

[1]

0

-200
0

積分

Acceleration

200

0

50

[3]桁中央部

固定点に入力図-5 検討フロー

I_478
38

150

200

変位
計測値

[2]桁端部

解析モデル

図-4 計測器設置

100

-10

9

9

9

2. 2019 年度の発表論文
土木学会論文集 A1（構造・地震工学）,Vol 75, No. 4（地震工学論文集第 38 巻）,I_476-I_484,2019.

ある．遮断周波数については，地震時の構造応答に問題のない範囲であり，解析結果に波形処理の影響が及ばないよう配慮している．また，解析値と比較する速度，変位は波形処理した加速度を積分することによって算出した．これらは観測記録された生データと区別するために“計測値”と呼ぶ．
解析には汎用骨組解析プログラム SeanFEM10)を用いた．
地震動の入力はすべての固定点に[1]地表部の波形を直(a) 橋軸・鉛直1次モード (T = 3.84 s)

接入力する地動計算とした．これにより応答値は絶対変位で算出されることから，解析値と計測値をそのまま比較することとした．

5. 固有振動特性(b) 橋軸・鉛直2次モード (T = 3.42 s)固有値解析結果を表-2 に示す．また，橋軸・鉛直方向の主要な固有モードを図-6 に，橋軸直角方向の主要な固有モードを図-7 に示す．対象橋梁では床組免震としてすべり支承が用いられているため，固有値解析にあたっては，文献 11)を参考に桁連結された 5 径間の床組
周期が，積層ゴム支承及びすべり免震支承によるエネル
ギー低減効果が最も発揮される 3 秒となるような等価剛(c) 橋軸・鉛直3次モード (T = 1.24 s)

性を持つ線形ばね要素に置き換え構造物周期を求めた．
ここで，床組周期とは桁連結された 5 径間の床組重量と図-6 主要固有モード（橋軸・鉛直方向）

積層ゴム支承及びすべり免震支承の等価剛性から求めた周期であり，等価剛性は積層ゴム支承とすべり免震支承を組み合わせた骨格曲線に対し求めたものである．

表-2 固有値解析結果
モード
減衰定数
モード形状
(s)
X
Y
Z
hi (%)
1
4.659 0.0% 32.3% 0.0%
1.4% 直角（中央径，間対称）
23.845 3.3%
0.0% 6.6%
1.2% 橋軸・鉛直（対称）33.418 40.3%
0.0% 0.2%
0.7% 橋軸・鉛直（逆対称）43.186 0.1%
0.0% 0.2%
0.2% 橋軸・鉛直（逆対称）53.050 0.1%
0.0% 0.0%
0.0% 床組モード
6
3.031 0.2%
0.0% 0.0%
0.0% 床組モード
7
3.031 0.3%
0.0% 0.0%
0.0% 床組モード
8
3.021 0.0%
0.0% 0.0%
0.0% 床組モード
93.020 0.0%
0.0% 0.0%
0.0% 床組モード
10
3.016 0.0%
0.0% 0.0%
0.0% 床組モード
11
3.015 0.0%
0.0% 0.0%
0.0% 床組モード
122.882 0.1%
0.0% 4.5%
0.4% 橋軸・鉛直（対称）132.645 0.0%
0.0% 0.0%
1.1% 直角（中央径間，逆対称）
142.562 1.6%
0.0% 0.0%
0.9% 橋軸・鉛直（逆対称）152.009 0.0% 49.8% 0.0%
1.3% 直角（側径間）
161.986 0.0%
0.2% 0.0%
1.3% 直角（側径間）
171.427 0.1%
0.0% 27.8%
1.2% 橋軸・鉛直（対称）181.387 0.0%
0.3% 0.0%
1.1% ねじりモード
19
1.243 2.3%
0.0% 0.1%
1.2% 橋軸・鉛直（逆対称）201.174 0.0%
1.6% 0.0%
1.2% 直角・ねじり
211.110 0.0%
0.0% 0.0%
1.3% 直角・ねじり
220.977 4.3%
0.0% 13.8%
1.0% 橋軸・鉛直
230.921 3.5%
0.0% 12.7%
1.3% 橋軸・鉛直
240.866 0.0%
2.1% 0.0%
1.1% ねじりモード（側径間）250.860 0.0%
0.0% 0.0%
0.9% ねじりモード（側径間）260.845 0.0%
0.0% 0.0%
1.3% 直角（対称）270.823 0.0%
0.0% 0.0%
1.0% ねじりモード（逆対象）
28
0.738 1.3%
0.0% 0.2%
1.1% 橋軸・鉛直（逆対称）290.714 0.0%
0.0% 0.0%
1.4% 直角（逆対称）300.637 0.0%
0.1% 0.0%
1.1% 橋軸・鉛直（対称）橋軸・鉛直方向の主要モードを示す．
直角方向の主要モードを示す．

次数

周期

有効質量比

n

(a) 直角1次モード (T= 4.66 s)(b) 直角2次モード (T = 2.01 s)(c) ねじり1次モード (T = 1.39 s)
図-7 主要固有モード（直角・ねじり方向）

I_479
39

土木学会論文集 A1（構造・地震工学）,Vol 75, No. 4（地震工学論文集第 38 巻）,I_476-I_484,2019.

固有周期の最低次数は吊径間部が橋軸直角方向に変形す
る対称モードであり周期は 4.659s である．この 1 次モー

5 . 0544.5.5ドにおける有効質量比は約 32％であるが，側径間が橋軸直角方向に変形する 15 次モードにおける有効質量比

固有周期 (s)4 . 04が約 50％と 1 次モードよりも大きいことから，地震時には 15 次モードの寄与が大きいと予想される．

33.5.5
3 . 0322.5.5
2 . 0211.5.5
1 . 01

橋軸方向・鉛直方向の振動モードは側径間部の変形に伴いゲルバーヒンジ部が回転するモードが卓越しており，
非対称モードである 3 次モード（周期 3.418 秒）における有効質量比が約 40 %と最も大きく，地震時の振動に対する寄与が大きいと考えられる．
また，文献 4)で示される固有値解析との比較を行い，

00.5.5
0 . 00

直角1次

鉛直1次

橋軸1次

直角2次

橋軸2次

文献1)
文献 4)

4.38

3.32

2.75

1.86

1.37

本解析

4.66

3.84

3.41

2.01

3.18

本解析'

4.66

3.66

2.99

2.01

1.37

図-8 同一固有モードにおける周期の比較

今回使用する構造解析モデルの妥当性の確認を行った．
固有モードが等しいモードにおける周期の比較を図-8に示す．どの固有モードにおいても今回の解析モデルの周期が長くなり，特に橋軸 2 次で固有周期の差異が大きい結果となった．文献 4)で示される構造解析モデルは耐震補強が考慮されていないことから，橋軸方向においては耐震補強対策のすべり免震支承によるモデル化が固有周期に影響したと考えられる．このため，すべり免震支
承を固定（図-8 中，本解析’）とし同一モードにおける固有周期の比較を行った．その結果，固有周期が概ね一致し，今回使用する構造解析モデルは文献 4)の構造解析(a) 橋軸方向モデルと耐震補強対策のすべり免震支承による違いの他には大きな違いがないことを確認した．また，床組免震を構造解析モデルに考慮することにより橋軸方向，橋軸
直角方向ともに長周期化することから，耐震補強のコン
セプトと合致することを確認した．

6. 計測値の分析(b) 直角方向[1]地表部では，最大約 80gal の加速度が観測された．
計測された加速度に対し，バンドパスフィルター処理を行ったのち，(1)ウェーブレット解析，(2)絶対加速度応
答スペクトル，(3)RD 法による自由減衰波形から計測値の分析を行った．
(1) ウェーブレット解析[1]地表部の計測値に対するウェーブレット係数のコンター図を図-9 に示す．文献 4)においても地震観測データ分析に適用されているウェーブレット解析は，一般(c) 鉛直方向

的に適用されるフーリエ変換と異なり，時刻歴波形を時間-周期領域で分解するため，時間ごとの周期特性を捉えられるのが特徴である．橋軸方向では時刻 15 秒付近
からは，0.2 秒から 3 秒までの広範囲の周期で卓越が見られ，時間が経つにつれ 2 秒から 3 秒までの周期に収束

図-9 [1]地表面部の加速度波形（上段）とウェーブレット係数（下段）する傾向が確認できる．また，橋軸直角方向，鉛直方向

I_480
40

2. 2019 年度の発表論文
土木学会論文集 A1（構造・地震工学）,Vol 75, No. 4（地震工学論文集第 38 巻）,I_476-I_484,2019.

Acceleration (gal)

100

100

50
0
-50

0

50

100

150

200

(s)

-100

(a) 加速度（計測値）
Free vibration
(gal)

1

RD wave

T=1.04s, h=3.3%

0.5

10

0

-0.5

0

2

4

6

8

10

(s)

-1

1

0.1

(b) RD法による自由減衰波形

橋軸
直角
鉛直
道示タイプI（III種地盤）道示タイプII（III種地盤）
0.1

1

図-11 [3]桁中央部（橋軸方向）の計測波形分析
100

10Acceleration (gal)Acceleration response spectrum (gal) h=5%1000

Period (s)図-10 [1]地表部の加速度応答スペクトル

50
0
-50

0

50

100

150

200

(s)

-100

についても概ね同様の傾向が確認できることから，2 秒(a) 加速度（計測値）～3 秒程度の振動モードが励起されると予想される．
Free vibration
(gal)

1

RD wave

T=0.88s, h=1.2%

0.5(2) 絶対加速度応答スペクトル[1]地表部における加速度応答スペクトルを図-10 に示

0

-0.5

す．また，対象橋梁架橋位置の地盤は III 種地盤である
ことから，道路橋示方書・同解説 V 耐震設計編 12)に示

0

2

4

6

8

10

(s)

-1

(b) RD法による自由減衰波形
図-12 [3]桁中央部（直角方向）の計測波形分析

される III 種地盤におけるレベル 2 地震動タイプ I，タイプ II 標準加速度応答スペクトルとの比較を行った．図-5%10 より，計測値の最大加速度応答は最大でも 200 gal 程αM (α=0.035403)

度（橋軸直角方向）であり，標準加速度応答に比べ小さ

βK (β=0.001369)

4%

い．また，計測値は鉛直方向，橋軸直角方向において周期 0.3 秒付近で明確に卓越するのに対し，橋軸方向では

h (%)

C=αM+βK

0.35 秒または 0.9 秒付近で卓越する．
(3) RD 法による自由減衰波形
RD 法により求めた[3]桁中央部における橋軸方向の自

3%
2%
1%
0%

由減衰波形を図-11 に，橋軸直角方向の自由減衰波形を
図-12 に示す．ここで，自由減衰波形は，[3]桁中央部の加速度波形の卓越周期付近（橋軸 1.04 秒程度，橋軸直

0

2

4

6

8

10

Period (s)図-13 レーリー減衰角 0.89 秒程度）にバンドパスフィルター（バンド幅 0.1秒）をかけて波形を抽出し，得られた波形を足し合わせることにより求めた．減衰定数は橋軸方向で 3.3％，橋

地震応答解析を実施するにあたり，図-13 に示す減衰には水平 2 方向と上下方向のモード寄与率のベクトル和

軸直角方向で 1.2％であった．

を重み係数として最小二乗法で係数 α，β を決定するレーリー型減衰モデル 13)を用い，より客観的に振動数を求める方法を採用した．

7. 地震時の再現性(1) 並進変位オービット
観測された[1]地表面部における加速度を入力とした計測と解析の並進変位オービットの比較を図-14 に示

地震応答解析を実施し，対象橋梁の[2]桁端部及び[3]桁

す．ここで，図-14(a)には[1]地表部での比較を示した．

中央部における加速度や変位の再現を試みた．

これは，[1]地表部は地震動の入力点であることから，

I_481
41

土木学会論文集 A1（構造・地震工学）,Vol 75, No. 4（地震工学論文集第 38 巻）,I_476-I_484,2019.

40

値ともに 3.0 秒付近で卓越している周期帯は表-2 に示す
固有周期の 2.882 s に対応していると考えられる．

計測値b) 橋軸直角方向

解析値

図-16 に橋軸直角方向の加速度応答と変位応答の比較

Y (mm)

20

-40

-20

0

0

20

を示す．図-16(b)より，[2]桁端部において解析値では2.00 秒で卓越するのに対し，計測値では周期 1.72 秒で卓40越しており，橋軸方向と同様に解析値は計測値に比べ長周期になる傾向にある．周期 2 秒付近で卓越している周-20

期帯は表-2 に示す固有周期の 2.01 秒（直角 2 次モード）-40に対応していると考えられる．また図-16(b)より，[2]桁

X (mm)

端部の橋軸直角方向変位では解析値の時刻 60 秒以降で(a) [1]地表部
80

振幅が大きくなる波形形状が確認できる．解析値の卓越
周期 2.0 s から側径間の直角 2 次モードに該当すると考

解析値
計測値

えられるが，このモードは最低次数である直角 1 次モーY (mm)

40

ドよりも有効質量比が大きいことから，地震時振動への
-80

-40

0

0

40

寄与率が大きく共振しやすいと考えられる．このため，

80

入力地震動の主要動が終わったあとも揺れ戻しが発生し，-40

実構造物との卓越周期の違いにより計測値に比べ変位応答が大きくなったと考えられる．

-80

X (mm)

図-16(c)より，[3]桁中央部においては，固有周期の最低次数である 4.659 s に近い周期帯で卓越が見られた．

(b) [2]桁端部
80

解析値

解析値では 4.68 秒で卓越するのに対し，計測値では 4.31

計測値

秒で卓越しており，解析値が計測値に比べ多少長周期とY (mm)

40なる傾向となった．また，図-16(c)より，[3]桁中央部において解析値では計測値にない複数の卓越周期があるこ

-80

-40

0

0

40

とが確認された．

80c) 鉛直方向-40

図-17 には鉛直方向の加速度応答と変位応答の比較を示す．図-17(b)より，[2]桁端部においては解析値と計測
値ともに 1.62 秒で卓越しており，固有周期が一致した．

-80

X (mm)(c) [3]桁中央部

また，加速度波形の形状についても概ね一致することが図-14 並進変位オービット

確認された．
(3) 再現性に関する考察

入力地震動（計測値）と応答（解析値）が一致するのを確認するためである．図-14(b)より[2]桁端部においては本検討における地震応答解析は主要な周期帯における外形，卓越方向ともに再現した．しかし，図-14(c)より[3]桁中央部では解析値の外形が計測値の外形に比べ大対象橋梁の周期特性を概ね再現でき，また本検討におけ

きく，解析は変位を大きく評価する結果となった．

することができるものと考えられる．

る構造解析モデルの妥当性を示すための課題を明らかに
しかしながら，橋軸方向，直角方向ともに，わずかに(2) 変位応答及びフーリエスペクトル

長周期となる傾向にあった．また，解析値が計測値より変位応答とフーリエスペクトルの解析値と計測値の比も比較的大きな応答を示す傾向にあり，特に[3]桁中央

較を図-15～図-17 に示す．

部における変位応答の違いは顕著であった．

a) 橋軸方向

前者については，解析モデルにおける剛性評価が実構

図-15 に橋軸方向の変位応答の比較を示す．図-15(b)より，[2]桁端部において解析結果では周期 1 秒以降の主要造よりも小さいことが原因として考えられる．図-8 よりすべり免震支承を固定とすることにより対象橋梁の固有周期が短周期側に変化すること，既往文献 4)では耐震な周期帯で 2.98 秒の卓越周期が現れるのに対し，計測
結果では 2.73 秒の卓越周期が現れており，解析値が計

補強以前の構造解析モデルを用いて遠方のより小さな地測値に比べ多少長周期となる傾向にある．解析値，計測

震動の入力により精度の高い再現が行われ構造同定が図

I_482
42

2. 2019 年度の発表論文
土木学会論文集 A1（構造・地震工学）,Vol 75, No. 4（地震工学論文集第 38 巻）,I_476-I_484,2019.

70
60
50
40
30
20
10
1

10

300
250
200

2.73s

150
100
50
0

0.1

1

Period (s)

120

100

(s)

0

0

20

40

60

80
60
40
20

1

10

700

60

80

100

(s)

-5

-10

Displacement Fourier Spectral (mm.s)

3.21s

30
25
20
15
10
5
1

400
300
200
100
0

0.1

1

10

解析値

0

0

20

40

60

80

100

(s)

4.31s

450

4.68s

1.18s

400
350

1.40s

300
250
200
150
100
50
0

0.1

1

10

Period (s)

計測値

0

60

解析値

5

10

0

20

40

60

80

100

(s)

-5

解析値

0

0

20

40

60

1.52s

3.49s

80

100

(s)

-30
-60

500

50
3.21s
40
30
20
10
0

計測値

30

0.1

1

Period (s)(a) [1]地表部

計測値

-40

60

3.21s

40

0.1

10

500

-10

45

0

1

-80

500

10

解析値

Displacement Fourier Spectral (mm.s)

Displacement
(mm)

計測値

35

0.1

(b) [2]桁端部(c) [3]桁中央部
図-16 変位応答（上段）とフーリエスペクトル（下段）（直角方向）

5
40

0

Period (s)

10

20

(s)

1.72s

600

Displacement(mm)(a) [1]地表部

100

2.00s

Period (s)

0

50

80

解析値

800

Displacement Fourier Spectral (mm.s)

6.55s

80

-40

900

6.55s

100

0

100

40

-80

0.1

2.98s

150

Displacement
(mm)

80

-40

0

200

Displacement Fourier Spectral (mm.s)

60

-20

Displacement Fourier Spectral (mm.s)

計測値

40

40

250

Period (s)

80

解析値

Displacement(mm)

Displacement
(mm)

計測値

20
20

300

(b) [2]桁端部(c) [3]桁中央部
図-15 変位応答（上段）とフーリエスペクトル（下段）（橋軸方向）

40

0

350

Period (s)(a) [1]地表部

0

10

1.34s

400

Displacement
(mm)

0.1

350

10

Period (s)Displacement Fourier Spectral (mm.s)

0

450

2.98s

400

Displacement Fourier Spectral (mm.s)

Displacement Fourier Spectral (mm.s)

450

2.82s

2.82s

80

Displacement Fourier Spectral (mm.s)

90

450
400
350

3.09s

300
250
200
150
100
50
0

0.1

1

10

Period (s)(b) [2]桁端部(c) [3]桁中央部
図-17 変位応答（上段）とフーリエスペクトル（下段）（鉛直方向）

8. おわりにられていることを踏まえると，耐震補強として実施された床組免震のモデル化が解析値と計測値の周期差に影響を及ぼしていると考えられる．また，吊径間部のアイバ

本検討は広域ネットワークシミュレーションの精度検ー支承のモデル化やトラス接合部の剛性評価等の複合的証に向けた取り組みの一環として，大阪府北部地震におな要因に起因することも考えられる．後者については，

いて加速度が観測された観測局のうち，長大トラス橋で周期特性はわずかに長周期となる傾向はあるものの概ねある港大橋を対象とし，当該観測局にて観測された地表解析で評価できていることから，実現象の地盤による逸面加速度を入力とした地震応答解析を実施することで港散減衰等の減衰効果など，減衰特性を精緻に評価できて大橋の地震時の応答評価を試みたものである．

いないことが原因と考えられる．これらについては，本

本検討における解析値は主要な周期帯において卓検討で使用した構造解析モデルに対し床組免震のすべり

越周期や変位応答を概ね再現でき本検討で使用し支承の摩擦係数の評価等に着目した検討を実施することた構造解析モデルの妥当性を示した
によって更なる精度検証が可能となると考えられる．

I_483
43

解析では橋軸方向，直角方向ともにわずかに長周土木学会論文集 A1（構造・地震工学）,Vol 75, No. 4（地震工学論文集第 38 巻）,I_476-I_484,2019.

4)

期側に評価する傾向にあった．過去に耐震補強以前の構造解析モデルを用いて精度の高い再現が行
われ構造同定が図られていることを踏まえ，耐震

5)
6)

補強として実施された床組免震のモデル化が影響を及ぼしていると考えられる．


7)

地震時の変位応答については，解析値が計測値よりも比較的大きい傾向にあり．長大トラス橋における減衰特性の評価に課題を残した．

8)

謝辞：本研究は，阪神高速道路(株)と(株)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
9)路の全体系応答シミュレーションに関する共同研究」の全路線を対象とした構造物地震応答解析の精度の検証に向けた取り組みの一環として行ったものである．ここに記して関係各位に謝意を表する．

10)

参考文献

11)

1)

2)

3)

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，
12)
地震工学研究発表会，2017.
服部匡洋，安藤高士，大石秀雄，馬越一也，中村真13)貴，篠原聖二，高田佳彦，西岡勉：広域道路ネット
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，中村雄基，玉置侑人，高橋良和：阪神高
速道路ネットワークにおける地震観測データの活用，
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.23-30，2018.

金治英貞，鈴木直人：長大カンチレバートラス橋の地震応答に関する観測結果と解析的検証，構造工学
論文集，Vol. 53A，pp.277-286，2007.
阪神高速道路公団：港大橋工事誌，1975.
日本道路協会：道路橋示方書・同解説 V 耐震設計編，
1996.
金治英貞，鈴木直人，香川敬生，渡邊英一：長大トラス橋の対震性能向上化における設計入力地震動と損傷制御構造，土木学会論文集, No.787／I-71，pp.119，2005.
杉岡弘一，松本茂，大石秀雄，金治英貞，馬越一也，
長井正嗣：局部座屈を簡易に考慮するファイバーモ
デルを用いた橋梁全体系解析に関する基礎的研究，
構造工学論文集, Vol.57A，pp.703-713, 2011.3.
(株)東京測振：ブロードバンド地震観測と被害予測に 適 し た サ ー ボ 型 速 度 計 ， http://www.tosoku.co.jp/products/servo/pdf/vse355ei-je.pdf (2019 年 3
月 8 日閲覧)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，2007.11.
金治英貞，鈴木直人，家村浩和，高橋良和，美濃智広，高田佳彦：低摩擦型すべり支承の面圧・速度依存性検証と床組免震構造の設計モデル構築，土木学
会論文集 A, Vol.62, No.4, pp.758-771, 2006.10.
日本道路協会：道路橋示方書・同解説 V 耐震設計編，
2018.
臺原直，大月哲，矢部正明：非線形動的解析に用いる Rayleigh 減衰のモデル化に関する提案，第 2 回地震時保有耐力法に基づく橋梁の耐震設計に関するシンポジウム講演論文集，pp.371-378，1998.
（2018.11.9 受付，2019.1.25 修正，2019.2.17 受理）

EARTHQUAKE OBSERVATION RECORD
OF THE 2018 NORTHERN OSAKA-FU EARTHQUAKEAND EVALUATION OF RESPONSE OF LONG SPAN TRUSS BRIDGE
Masahiro HATTORI, Hideo OHISHI, Yoshihisa KATO,
Masaki NAKAMURA, Kazuya MAGOSHI and Masatsugu SHINOHARA
To investigate the accuracy of the wide network simulation for Hanshin Expressway, seismic analysis
was done for the long span truss bridge with the waves observed in the northern Osaka Prefecture around
7:58 on June 18, 2018.
As a result, the periods of analytical results at the edge and center of girder in the long span truss bridge
were a little larger than those of observation results, and the main eigen period of displacement waves
were reproduced by the analyses. It means the structural model is useful in the seismic response analysis
for the wide network simulation.

I_484
44

第 39 回地震工学研究発表会

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おり，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．
本研究はその広域道路ネットワーク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検討の第一段階として，図-1 に示す通り阪神高速道路
湾岸線の約 55 kmの区間を対象に上町断層を震源域とす

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)～3)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

46

2. 2019 年度の発表論文

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

図-2 地震被害シミュレーションの方法

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．
そこで，本稿では広域道路ネットワークの地震応答シ
ミュレーションの精度検証に向けた取り組み 4)～8)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
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，大阪港線のモデルの広域化を図った．また，阪神高速では兵庫県
南部地震以降 RC 橋脚の鋼板巻立て補強をはじめとする
耐震補強が実施されている．このような耐震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を作用させたときの下部構造の被災度の低減効果に関する検証を行った．さらに，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．

表-1 各ステップの解析手法及び解析モデル(a) 解析手法
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(b) 解析モデル

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

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．

3.

解析モデルの構築

2. 地震被害シミュレーションの方法
現段階の解析手法及び解析モデルを表-1 に示す．
広域道路ネットワークの地震応答シミュレーションは，(1) 深層地盤応答解析モデル
図-2 に示す通り，STEP 1：震源域から工学的基盤までの1995 年兵庫県南部地震の再現にあたり，図-3，図-4 に深層地盤応答解析，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示す深層地盤応答解析は野津の再現解析 9)で用いた山田47

(a) 阿波座カーブ付近

図-3 兵庫県南部地震震源モデル(b) 天保山 JCT 付近
図-5 構造物モデルの一例
表-3 橋脚断面グルーピング
断面図-4 想定する破壊開始点及びアスペリティ(参考文献 9) 図-8 より引用)

断層名

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))

グループ③

ｱｽﾍﾟﾘﾃｨ2

形状

グループ①
グループ②

ｱｽﾍﾟﾘﾃｨ1

材質

鋼材

ｱｽﾍﾟﾘﾃｨ4

34.616700

34.635673

34.688183

135.059231

135.188025

グループ⑥

平均走向角 θ(°)

N53E

N53E

N233E

グループ⑦

平均傾斜角δ(°)

90

90

85

平均すべり角λ(°)

0

0

0

グループ⑧

断層長 L(km)

4.8

8

12.8

グループ⑨

断層幅 W(km)

4.8

6.4

8

グループ⑩

断層面積 S(km )

23

51

102

断層上端深さ Z0(km)

3.0

3.0

3.0

地震モーメント(N・m)

3.40E+17

1.30E+18

2.30E+18

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

グループ⑪

円形

－
2m
3m

矩形

4m

ファイバー
断面

5m

コンクリート

6m
3m
円形

グループ⑫
グループ⑬

4m
5m

グループ④

135.029400

2

モデル化

3m
矩形

グループ⑤
南西端位置

橋脚幅

グループ

4m
6m

橋台

線形はり

定した．ボーリングデータについては，必ずしも橋脚位の特性化震源モデル(神戸側部分)10)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，地震調置ごとに存在していない．既存のボーリングデータが存
査研究推進本部地震調査委員会(2016)が規定した「震源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
断層を特性した地震の強震度予測手法（「レシピ」）修
定方法については，文献 13)の比較検討の結果をもとに，
11)
正版」 に準拠して決定した．表-2 にパラメータの詳細「最近法」を適用した．また，表層地盤の非線形特性は，を示す．計算には統計的グリーン関数法を用いた．また， 関西圏地盤情報データベースの三軸試験結果に基づき，解析領域は各 SMGA 破壊点を中心に 400km×400km を沖積層(As，Ac)と洪積層(Ds，Dc)の 4 種類の双曲線モデ
100mメッシュで設定した．
ルを設定した 2)．
(2)(3) 構造物応答解析モデル
図-5 に解析モデルの一例を示す．昨年度作成した湾岸線に加え，神戸線，北神戸線，大阪港線，東大阪線の表層地盤応答解析モデル
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 12)に基づき地盤定数を設

48

2. 2019 年度の発表論文(a) 震災前断面(b) 復旧後断面
図-6 被災したピルツ橋脚と現況構造
図-7 兵庫県南部地震再現での基盤波最大加速度

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

(a) 基盤波

湾岸線
神戸線
大阪港・東大阪線(b) 地表面波図-8 橋脚位置における地表面波の最大加速度分布

ミュレーションは現時点で研究段階にあり，今後解析モ
デルの広域化・高精度化とともに解析結果の精度検証を行っていくものである．

構造物モデルの作成を行った．構造物モデルの総延長は約 120km となり，総延長の約 60％のモデル構築が完了している．
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(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してモデル化した．また，図-6 に示す通り，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，モデルに組み込むこととした．

4.

最大加速度(gal)
1000
500
0

(1)

深層地盤応答解析図-7 に再現解析より得られた基盤波の最大加速度分
布を示す．兵庫県南部地震の震源域に近い神戸線や湾岸線近傍で最大加速度が発生していることが確認される．
(2) 表層地盤応答解析
図-8 に各橋脚位置における地表面波の最大加速度分
布を，図-9 には路線毎の基盤波及び地表面波分布を示す．神戸線では全域に渡り大きな地表面加速度が発生しており，構造物の被災状況を踏まえた兵庫県南部地震の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
表面加速度が生じた．また，湾岸線でも中島ランプより西側で最大 600gal 程度の地表面波が生じる箇所が複数あった．
図-10 には，兵庫県南部地震発生時の観測記録と地震

兵庫県南部地震の再現シミュレーション

兵庫県南部地震の再現シミュレーション結果について以降に示す．なお，本稿に示す広域道路ネットワークシ

49

湾岸線

神戸線

2,000

2,000

南

並進RSS

1,000

最大加速度 (gal)

1,000

0

0

最大加速度 (gal)りんくう ＪＣＴ
泉佐野南

泉佐野北

岸和田南

貝塚

岸和田北

泉大津

浜寺

助松・助 松ＪＣ Ｔ

高石

出島

大浜

石津

南港南
南港中

三宝ＪＣ Ｔ

南港北

35

天保山Ｊ ＣＴ

30

中島

25

北港ＪＣ Ｔ

20

鳴尾浜

15

40

0

10

距離 (km)

地表面波

尼崎東海 岸
尼崎末広

10

南芦屋浜

5
基盤波

甲子園浜

北

並進RSS

0

西 宮浜

東

深 江浜

住吉浜
魚崎浜
六甲アイ ランド 北

西長堀大
中之島西

姫島

海老江

尼崎東

大和田

武庫川

尼崎西

西宮ＩＣ

芦屋

西宮西

魚崎

深江

摩耶

京橋

生田川

湊川

柳原

若宮

月見山

西

基盤波

20

30

40

50
距離 (km)地表面波(a) 神戸線(b) 湾岸線
図-9 橋脚位置における地表面波の最大加速度分布
1000

NS

500

加速度(gal)

加速度(gal)

1000

0
‐500

NS

500
0
‐500
‐1000

‐1000
0

10

20

30

0

40

10

20

1000

EW

500

加速度(gal)

加速度(gal)

1000

0
‐500

40

30

40

30

40

EW

500
0
‐500
‐1000

‐1000
0

10

20

30

0

40

10

20

Time (s)Time (s)
1000

1000

UD

500

加速度(gal)

加速度(gal)30

Time (s)Time (s)

0
‐500

UD

500
0
‐500
‐1000

‐1000
0

10

20

30

0

40

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-10 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
EW

1

UD

100
10

NS
EW

1

UD

タ イ プ Ⅱ‐Ⅲ種地盤

タ イ プ Ⅱ‐Ⅲ種地盤

0.1

0.1
0.1

1

周期 (s)

10

0.1

1

周期 (s)

10(a) 観測記録(b) 再現解析
図-11 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
14)の神戸事-S 観測局で計測された観測記録を示す．また，
再現解析結果として，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抽出した．神戸事-S 観測局と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
面加速度の比較を示す．ここで，観測記録には，阪神高速道路神戸線に最も近いと考えられる港湾地域強震観測50

2. 2019 年度の発表論文

再現解析における地表面加速度の抽出箇所は約 330m 離れている．また，図-11 には観測記録と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トルを示す．図
-11 より，観測記録のうち，NS 成分および EW 成分では
周期 1.5 秒程度で卓越が見られる．再現解析では周期 0.2(3) 構造物応答解析
図-12 に神戸線における下部構造の被災度分布の比較を示す．ここで，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を示す 15)．被災再現解析では表-416)及び表-5 に示す判定方針に基づき被災度判定を行う．
ここで，耐荷力の被災度評価は As から D までの 4 つのランクを設ける．外観損傷に対応するように設定した最大ひずみ、最大せん断力を閾値として，地震応答解析
で得られた最大応答ひずみ、最大せん断力によりランクを付ける．また，走行性の被災度評価は a から c までの
3 つのランクを設け(a：通行不可，b：通行注意，c：被害なし)，伸縮継手部に発生する段差量によりランクを付ける．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

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，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たといえる．しかし，
図-10 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比べ地震動の継続時間を長く評価する結果となった．地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パラメータ設定に起因すると考えられ，地震動の更なる精度向上のため，異なるパラメータを設定した深層地盤応答解析を実施するなど，引き続き検討を進める予定である．

量については，支承タイプ毎に水平耐力を設定し，耐力に達する場合に支承が破壊すると判定し，対象支承の支
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．
神戸線
西長堀大
中之島西

姫島

海老江

尼崎東

大和田

武庫川

尼崎西

西宮ＩＣ

芦屋

西宮西

魚崎

深江

摩耶

京橋

生田川

湊川

柳原

若宮

月見山

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

19

19.5

20

20.5

21

21.5

22
距離 (km)

図-12 神戸線における被災度分布の比較

図-13 ピルツ区間周辺における被災度分布の比較
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)表-4 被災度判定
被災度
判定区分

耐荷力

走行性

復旧性

ランク
As

落橋

A

大被害

被災度

定義

As

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B
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C
小被害 短期間には耐荷力低下に影響のない場合
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
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 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α
た本復旧の検討が望ましい．例えば橋脚の残留傾
大斜としては 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．

A

B

C

D

51

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
軸方向鉄筋引張ひず
きれつ，座屈，鉄筋の破断等
るかどうか
み最大値
の損傷，または変形が大きな柱がせん断耐力を超
せん断力最大値
ものえるかどうか鋼材の座屈や部材の変形が部分的に見られるもの
軸方向鉄筋がはらみ 軸方向鉄筋引張ひず
鉄筋の一部の破断やはらみ 出すかどうか
み最大値
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.圧縮ひずンクリートの剥離やきれつが 剥落するかどうか
み最大値
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

支承タイプ毎の水平耐力は既往の水平耐荷力実験の結果
17),18)より設定することとし，実験結果の平均値を鋼製支
承，ゴム支承の水平耐力とした．鋼製支承の水平耐力は1.54Rd，ゴム支承の水平耐力は 1.0Rd とした(Rd：死荷重
反力)．さらに，復旧性の被災度評価は α，β の 2 つのランクを設け，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降伏変位を用いて行うこととする．ここでは，橋脚と支承の耐荷力に着目し精度検証を行う．
図-12 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す
る．図-13 に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示す．ピルツ区間は兵庫県南部地震で倒壊したことから，被害調査では As 判定に区分されている．
再現解析結果における同一区間に着目すると，全区間ではないものの As 判定に区分されることから，下部構造の耐荷力判定については一定の再現性があることを確認した．
また，図-14 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:小被害, D:被害なし)に分類した．ここでは，便宜上支承の水平耐力の 2 倍以上の水平力が生じる場合を A，1～2倍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-14 より，被害調査結果で
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生じていないことから，被災再現解析によりその傾向を捉えられていると考えられる．
図-15 には神戸線の全区間の下部構造および支承を対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被害調査結果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結果となったが，その他の損傷ランクも含めた橋脚基数の分布は概ね整合していることがわかる．また，支承についても被害調査と被災再現解析の各判定に区分される基数の分布が整合することから，地震応答シミュレーションの解析方法および判定方法により一定の再現性が確保されることを確認した．

5.

耐震補強効果の検証(1)

構造物のモデル化
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を作用させた．
(2)

耐震補強効果の確認
図-16 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ん断力が最大せん断耐力を上回り，せん断破壊と判定されたものである．ランプが接続するなど，幅員が部分的に拡がる箇所では，地震時の上部構造慣性力が増大する

神戸線

96
72

As

160

B

215

2

B

95
185

C

被災再現解析

(支承)

147

1
80

A

神戸線

135

A

(下部構造)

173

225
245

C

566

D

291

D

236

398
0

図-14 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

被害調査結果図-15 被災度判定評価結果(基数分布)

52

300

2. 2019 年度の発表論文

耐震補強後

耐震補強前

耐震補強後

(a) 耐震補強前(b) 耐震補強後図-16 神戸線における被災度分布の比較(下部構造)

ため，標準的な RC 橋脚に比べ鉄筋を密に配置させる場
合があり，表-3 に示す標準的な橋脚を想定して作成し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と予想される．今後は各橋脚をそれぞれ精緻にモデル化するなど，橋脚のモデル化の高精度化を図る予定である．

表-6 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

実施
本検討
過年度
本検討
本検討
過年度

有馬－高槻断層帯

S1
S2

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

S1

神戸線

AS4

S2

(1) 想定地震動
表-6 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
上町断層帯による内陸活断層型地震と，南海トラフによる海溝型地震を想定地震動としている．本検討では過年度実施した 2 つの地震動に加え，上記の 1995 年兵庫県南部地震の再現地震動，破壊パターンが異なる上町断層
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スであったため，本検討では断層の南側から破壊が始めるケースを追加した．以下，北側から破壊が始まるケー
スを北側ケース，南側から破壊が始まるケースを南側ケースと称す．
図-17 に上町断層帯，有馬－高槻断層帯，1995 年兵庫県南部地震再現の震源域分布を，図-18 に南海トラフ地震の震源域の分布を示す．対象地震の震源域と震源断層パラメータは，上町断層帯と有馬-高槻断層帯は大阪府
自然災害総合防災対策検討 19)を基に，南海トラフ地震は内閣府南海トラフの巨大地震モデル検討会の公表データ（陸側ケース）20)を基に設定した．なお，公開資料に示

AS1

AS2

大阪港・
東大阪線

S4

1995 年兵庫県南部地震再現

S5
S3

湾岸線

上町断層帯

図-17 内陸直下型地震の震源域分布

S2
T2
T3
N3
H1
H2

N2
N1

T4
N4

図-18 南海トラフ地震の震源域分布

53

S1
T1

(2) 地震被害シミュレーション結果
地震応答解析結果をもとに各橋脚に対して，表-4 に示す耐荷力、走行性、復旧性の項目について被災度判定を行い，その各項目についてマッピングを行った．
図-19 に耐荷力ランク，図-20 に走行性ランク，図-21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－
高槻断層は被災度が高い箇所が，湾岸線北側や神戸線などの北西部に集中している．一方，上町断層帯の北側ケースと南側ケースでは，耐荷力ランクや走行性ランクの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（「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 J-SHIS 情報 21)を用いて，深部地盤モ
デルを構築している．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 400km×400km を 100m メッシュで設定した．

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*湾岸線のみ上町断層帯(南側ケース)

図-19 被災度分布の比較(耐荷力)

兵庫県南部地震再現

上町断層帯(北側ケース)

上町断層帯(南側ケース)※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-20 被災度分布の比較(走行性)542. 2019 年度の発表論文

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-21 被災度分布の比較(復旧性)

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対して俯瞰的に評価できるという，広域道路ネットワ
ことがわかる．さらに復旧性ランクでは南側ケースではークの全体解析をメリットを示唆できた．
湾岸線南側と大阪港・東大阪線東側の一部に被災度が高今後さらに高い精度で再現するためには，解析モデル
い箇所が見られるのに対し，北側ケースでは湾岸線全体， 精度，被災度判定方法，地震動のそれぞれの再現性を高
神戸線東側，大阪港・東大阪線全体に被災度が高い箇所めていく必要がある．まずは，地震動の再現性向上を目が分布している．南海トラフ地震の被災度は他の内陸活的とし，統計的グリーン関数法と剛性行列法を剛性させ断層型地震と比較して小さい．
たハイブリッド法を用いるとともに，震源モデルの異な以上のように，本検討で実施した地震応答シミュレー
るパラメータを用いた地震動作成を行う予定である．
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
謝辞：本研究は，阪神高速道路株式会社と株式会社地震
ことで俯瞰的に見ることができる．
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
7. まとめたものである(課題番号 hp170089)．ここに記して関係各
広域道路ネットワークの地震応答シミュレーションにより兵庫県南部地震の再現解析を行い，精度検証を行うとともに，様々な震源域を想定した地震被害シミュレー
ションを実施し，橋脚の被災度評価を試みた．本検討により得られた知見を以下にまとめる．
・構造物に作用する地震動の継続時間の再現性には課題が残るが，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．
・兵庫県南部地震の地震動を耐震補強前後のそれぞれの構造に対し作用させた構造物応答解析を実施し，耐震補強による下部構造の被災度の低減効果について確認
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位に謝意を表する．
参考文献
1)

2)

3)

4)

55

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，
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服部匡洋，安藤高士，大石秀雄，馬越一也，中村真貴，篠原聖二，高田佳彦，西岡勉：広域道路ネット
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ネッ
トワークモデルの地震応答シミュレーション，第 15回日本地震工学シンポジウム，2018.
冨健一, 許佳奕, 服部匡洋, 馬越一也, 篠原聖二：ケーソン基礎を有する鋼単純合成鈑桁における 2018 年
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5) 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.
6) 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.
7) 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.
8) 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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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．
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12) 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
13) 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.742750，2014.
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http://www.mlit.go.jp/kowan/kyosin/eq.htm15) 阪神高速道路公団：大震災を乗り越えて -震災復旧
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18) 阿部雅人, 吉田純司, 藤野陽三, 森重行雄, 鵜野禎史,
宇佐美哲: 金属支承の水平終局挙動, 土木学会論文集
No. 773/1-69, 土木学会, pp.63-78, 2004.
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http://www.pref.osak a.lg.jp/kikikanri/higaisoutei/，2007.
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http://www.bousai.go.jp/jishin/nankai/model/，2012.
21) 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.jshis.bosai.go.jp/，2017．

REPRODUCTION SIMULATION AND DAMAGE PREDITION BY
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.

56

第 39 回地震工学研究発表会

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既存の照査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, bridge fall prevention system, full-scale experiment, load
capacity evaluation, seismic reinforcement

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．
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)などにおける既存の照査式の適用性の検証，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．

既設構造物に対して耐震補強対策として横変位拘束構造を設置するにあたっては，既に支承や桁があり設置ス
ペースに限りがあるため，横変位拘束構造を橋脚や橋台の縁端近くに設置せざるを得ない場合がある．縁端近くに設置した場合，縁端までの距離が短いことから，コン
クリートの抵抗面積が確保できず押し抜きせん断破壊する可能性が考えられ，実際に，2011年東北地方太平洋沖
地震1)や2016年熊本地震2),3),4)では横変位拘束構造が押し抜
きせん断破壊したと思われる損傷が確認された．
これらの被災事例より，縁端近くに設置される横変位拘束構造では，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

2. 実験概要

158

2. 2019 年度の発表論文

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）

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，水平方向に設置した油圧ジャッキで，供試体突起部に50kNを目安として繰返し漸増載荷を与えることにより実施した．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-3））について述べる．

3. 実験結果(1) 損傷状況
259

ク前面側へ向かって進展し，200kN(水平変位1.2mm)ではコンクリートブロック前面にひび割れが到達した．最大荷重を迎えたのち，水平変位20mmにおいて上面では45度方向のひび割れが，前面ではハの字型のひび割れが大きく開口し始めた．水平変位25mmで前面側コンクリー
トが一部剥落し急激な耐力低下が生じた．
b) Case-2
Case-2では，水平力198kN(水平変位0.8mm)で突起とコ

表-3 実験ケース
突起位置（mm）
実験ケース

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

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

図-4に最大荷重時のひび割れ状況図を示す．
a) Case-1
Case-1では，水平力150kN(水平変位0.6mm)で突起とコとともに，水平力430kN（水平変位8.1mm）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

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（CASE-1）（CASE-3）

CASE-4 (平面）CASE-2 (平面）CASE-2 (正面）

CASE-4 (正面）

CASE-1 (正面）

CASE-3 (正面）図-4 ひび割れ状況図（最大荷重時）
360

2. 2019 年度の発表論文

Case-1Case-2Case-3Case-4図-5 水平力-水平変位関係（履歴曲線）

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．
図-6 水平力-水平変位関係（包絡線）(2) 水平荷重－水平変位関係
実験により得られた水平荷重－水平変位関係の履歴曲
線を図-5に，その包絡線を図-6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-7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．

Case-3では，水平力251kN（水平変位0.8mm）で突起とコンクリートブロックの界面からひび割れが発生し，コン
クリートブロック上面では短辺側，長辺側ともに突起の最後列アンカー鉄筋付近から45度より大きな角度を有す
るひび割れが発生した．401kN（水平変位2.3mm）では前面側にハの字型のひび割れが発生し，508kN（水平変位7.0mm）で最大荷重に達した．その後水平力の低下に伴い上面側のひび割れが特に大きく開口したが，コンクリートの剥落は生じなかった．
d) Case-4
Case-4では，水平力200kN(水平変位0.5mm)で突起とコ(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461表-7 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

8.1

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

2面ゲージ

2@125=250

3@150=450

CASE-475 75

491

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-8 ひずみゲージ貼付位置例

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-8）．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．Case-2の上面鉄筋のひずみ

ゲージ貼付位置を図-9に，同じくCase-2の最大荷重時の上面加力軸方向の鉄筋ひずみ分布を図-10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に達したのはL2-U1のみであり，平均すると1000μ程度のひずみ量であった．

図-9 ひずみゲージ貼付位置（Case-2上面）

図-10 鉄筋ひずみ分布（Case-2上面加力軸方向）
562

2. 2019 年度の発表論文

加力方向

加力方向

加力方向

加力方向

図-11 切断面のひび割れ観察図

⑥
④

①

①

⑥

②

②
③

④

①

④

①

③

②

⑥

③

③

⑤

Case-1⑦

Case-2Case-3Case-4

図-12 切断面の状況写真

Case-2～Case-4では，突起前面側の付根部より，45度よ(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-11に切断面のひび割れ
観察図，図-12に切断面の状況写真を示す．
いずれのケースでも，突起背面側付根部の後列（背面側）の突起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-13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）．
Case-1における突起背面側付根部から前面に向けてのりもやや鉛直方向に，かぶりコンクリートが剥落するよ
うなひび割れが生じた（⑥）．また，背面側から45度方
向のひび割れは，最背面側の突起アンカー鉄筋の中間部からも生じており（②）, Case-3では突起アンカー鉄筋の抜け出しも発生していた（図-14）．前面側の帯鉄筋を

斜めのひび割れ（①）では，損傷部分の骨材に浮きが生じ，土砂化のような損傷を生じていた．Case-1の前面側においては帯鉄筋位置にて鉛直方向に帯鉄筋をつなぐよ
うにひび割れていた（④）．また，前面かぶりコンクリートでは，突起アンカー鉄筋定着範囲の下方，かぶり厚さの半分程度のところで鉛直方向にひび割れが発生した
（⑤）．

ひび割れ
枠囲み：変形ない場合の鉄筋形状
図-13 突起アンカー鉄筋状況（Case-1）
6

63

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)図-14 突起アンカー鉄筋の抜け出し（Case-3）

d/h：突起回転角(rad)図-15 突起回転角

鉛直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-13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曲げ変形の傾向が顕著であり，Case-3では変形が小さく，Case-4では変形が見られなかった．
(5) 突起変位及び回転角
今回の実験結果では，明確な押し抜きせん断破壊は認められなかったが，突起の水平変位と回転角の計測結果
により，突起が回転しているか，せん断変形のように加力方向と水平に変形しているかを確認した．具体的には
図-15に示す突起頂部と突起底部の相対変位dを突起高さhで除することにより近似的に突起回転角を求め，突起破線：初期の傾向を直線で延伸

図-16 水平変位と突起回転角

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．

頂部水平変位d1との関係をプロットした（図-16）．いずれのケースでも，最大耐力を迎える水平変位10mm前
後までは，ほぼ同様の傾向で水平変位に伴い回転角度が増加しているが，最大耐力を迎えた後は，Case-1と他の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，

4. 実験結果と橋座式との比較
道路橋示方書における橋座部の押し抜きせん断の照査式である橋座式 (1a) ～ (1c) による耐力の算定値と実験による最大荷重の比較を表-17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表-17 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

250

0

62

68

130

335

Case-2

300

50

85

99

183

440

Case-3

350

100

111

130

241

509

Case-4

400

150

141

135

276

559

7

64

2. 2019 年度の発表論文

た．
��� � �� � ��

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

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(1a)

向にひび割れが発生，進展したのち，そのひび割れが橋座前面に到達し，上面ひび割れが大きく開口するのが確認された．
2)いずれのケースも水平変位10mm前後で最大耐力を示したが，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．
1)の損傷状況から縁端距離を確保したケースほどコン

(1b)

ここで，
�� ：コンクリートの抵抗面積（mm2）
�：コンクリートの負担分を算出するための係数で鉛クリートの抵抗面が大きくなり，それに伴い最大耐力が大きくなったものと思われる．
4)突起の変位や回転角，あるいは切断面の状況から，縁直力の作用のないときは0.15．

�� � � � �� � �� ��� ���� ���

端距離により破壊形状の違いが見られた．今回の実験
結果では明確な押し抜きせん断破壊は認められなかったが，縁端距離を確保しないCase-1では最大耐力を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，実

(1c)

ここで，
� ：補強鉄筋の負担分に関する補正係数で，0.5としてよい．

験結果は橋座式で想定される破壊面と概ね一致した．
6)鉄筋ひずみは最大荷重時点でごく一部しか降伏ひずみに至らず，補強鉄筋の負担する耐力は橋座式で想定される低減係数程度であった．耐力の鉄筋負担分を橋座式と同程度とすると，橋座式ではコンクリート分担力を小さく評価していることが示唆された．

橋座式では，橋座部の耐力について式(1a)のとおり，
コンクリートの負担する耐力と鉄筋の負担する耐力からなる．式(1b)のコントリート分担力については，橋座部の背面側のアンカーボルト中心から側方及び下方へ45度
参考文献
1) 国土交通省国土技術政策総合研究所：平成 23 年（2011 年）の広がりを考慮した面を，コンクリートの抵抗面積��
東北地方太平洋沖地震による道路橋等の被害調査報告，としており，縁端距離を確保するほど耐力は大きくなる．
国土交通省国土技術政策総合研究所資料第 814 号，土木研同様に，実験結果でもCase-1からCase-4で縁端距離が増究所資料第 4295 号，2014.12.
すほど耐力が大きい．実験結果では，突起背面側のアン
2) 高橋良和・GongYucheng：2016 年熊本地震による横変位拘カー付近から斜め45度方向あるいはそれよりも大きな角束構造の損傷メカニズム推定，土木学会論文集 A1（構度を有する方向にひび割れが発生しており，切断による造・地震工学），Vol.74，No.4（地震工学論文集第 37 巻），
破壊面の観察からも，橋座式で想定する破壊面を実験結
I_45-I_58，2018.
果に対して適用することは妥当と考えられる．
3) 国土交通省国土技術政策総合研究所：平成 28 年（2016 年）式(1c)の鉄筋分担力については，補正係数を用いて低熊本地震土木施設被害調査報告，国土交通省国土技術政減している．実験結果では，鉄筋ひずみが最大荷重時に策総合研究所資料第 967 号，土木研究所資料第 4359 号，
おいて，破壊面付近で平均して1000μ程度しか発生して2017.3.
おらず，橋座式の補正係数�を0.5とすると，発生ひずみ4) 幸左賢二，後藤僚一，金山亨，高橋良和：ロッキング橋
量の降伏ひずみに対する比率と同程度である．
脚の倒壊メカニズムの検討，第21回性能に基づく橋梁等
鉄筋分担力を橋座式と同程度とすると，橋座式ではコの耐震設計に関するシンポジウム講演論文集，pp.31-38,
ンクリート分担力を小さく評価していることが示唆され2018.7た．
5)

道路橋示方書・同解説 Ⅳ下部構造編，(社) 日本道路協会，
2012.3

5. まとめ橋座縁端に配置された横変位拘束構造を模した突起を
8

65

HORIZONTAL FORCE LOADING TEST ON EVALUATION OF PUNCHINGSHEAR STRENGTH 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 falling bridge prevention structure and lateral displacement restraint structure placed at the edge ofthe bridge seat of the RC substructure may cause punching shear failure. However, the load capacity
evaluation method for punching shear failure of these structures has not been established. In order to obtain the knowledge necessary to propose the method, specimen experiments were conducted. The model
specimens were full scale, which consists 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 force floor, andloading 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 sameas the fracture surface assumed in an existing check formula. In the experiments, the maximum load capacity increased as the distance from the edge increased.

966

第 39 回地震工学研究発表会

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

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

5 正会員

九州工業大学（〒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: reinforced concrete structure, bridge fall prevention system, full-scale experiment, load
capacity evaluation, seismic reinforcement

1. はじめにニズムが考えられ，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，耐震補強対策として横変位拘束構造または落橋防止構

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

造（以下，水平力分担構造）を既設構造物に対して設置

るが，道路橋示方書5)には照査することが明確には示さする際，既存の支承や桁などによる設置スペースの制約れていない．

のため，水平力分担構造を橋座縁端近くに設置せざるを

そこで本検討では，水平力分担構造の押し抜きせん断

得ない場合がある．縁端近くに設置した場合，十分な縁に対する抵抗を明らかにすることを目的として，橋脚梁，

端距離，つまりコンクリートの抵抗面積が確保できずに

水平力分担構造を模した実物大規模の押し抜きせん断実

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)で験を実施した．本稿では，橋脚梁を模擬した本体部分のは横変位拘束構造が押し抜きせん断破壊したと思われるについて報告する．

鉄筋径，また，補強鋼材の鉄筋径に着目した実験ケース

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

2. 実験の概要

分担構造では，水平力分担構造自体のせん断破壊と水平力分担構造周りの押し抜きせん断破壊の2つの損傷メカ

68

2. 2019 年度の発表論文

図-1 供試体および載荷試験の概要（単位：mm）

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-2 供試体配筋図（単位：mm）(1) 実験供試体

認するため，突起アンカー部の両側に計4本配置した．

実験は大阪工業大学八幡実験場にて実施した．図-1 に補強アンカー長は，突起最外縁アンカー鉄筋から45度方

供試体および載荷試験の概要を，図-2 に供試体配筋図を向を想定破壊面とみなし，アンカー定着長を想定破壊面

示す．模型供試体は実物大相当で，橋座部を模擬したコ

より鉄筋径の20倍を確保することにより決定した．補強

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 1 体鋼板は想定破壊面を幅方向に十分包括できるように形状決定した．以上の実験ケースのうち，本稿ではCase-5～
Case-12について報告する．

に対して突起部を 2 箇所構築し，2 ケースを 1 供試体で兼用する構造とした．

使用材料について，阪神高速道路における下部構造の標準仕様はコンクリートが設計基準強度σck=27N/mm2，
鉄筋が SD345であるが，本実験では標準仕様の実挙動を(2) 実験ケース

確認することを目的として，コンクリートは呼び強度
18 N/mm2，鉄筋は SD345 を採用した．本検討ケースのコ

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ンクリート，鉄筋の材料試験結果をそれぞれ表-2，表-3

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ータとし，Case-9～Case-12では鋼板とアンカーの併用にに示す．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

よる補強を想定し，そのうちの補強アンカー径をパラメ

ロットの 3 供試体平均値であるが，材料試験の結果，材ータとした．補強アンカーは，突起におよぼす影響を確

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．

69

表-1 実験ケース
突起位置（mm）
実験ケース

縁端～
突起前面

縁端～最後列 本体鉄筋径
アンカー

アンカー
鉄筋定着長

補強
アンカー径

備考

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

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
kN/mm

表-4 計測項目
計測項目
荷重
変位

引張強度

2

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

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

数量
1台
12箇所
54箇所
10箇所
12箇所
1台
3台

について実施した．ここで，ブロック変形とは，供試体の面外方向へのはらみ出し量を計測することとし，計測には0.1mmレベルの計測精度を有する超高速インライン
プロファイル測定器（ラインセンサ）を用いた．具体的表-3 材料試験結果（鉄筋）
降伏点強度

引張強さ

静弾性係数

には，レーザー光を線状に照射し，2次元的に凹凸を検

D13

N/mm2
400.9

N/mm2
551.2

N/mm2
184,319

知した計測器を，照査線と直角方向に固定したガイド上

D16

378.8

539.2

185,246を移動させることで3次元的に凹凸を計測することとし

D19

366.0

547.1

180,391

た．計測器の仕様から，1回の移動で供試体面を包括的

D22

393.7

566.9

186,312

D25

389.5

571.8

173,643に計測することができなかったので，高さ方向に3分割してデータ取得したのち，表計算ソフト上にてデータを(3) 載荷方法

合成することとした．なお，ひび割れ発生後はひび割れ

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，水平方向に設置した 1,000kN

び割れ幅0.1mm以上を対象とし，マジック等によりマー観察を計測タイミング毎に合わせて実施した．記録はひキングした．

級油圧ジャッキで，反力壁を水平力の反力として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．
なお，供試体の滑動予防のため，供試体前方に仮設鋼材

3. 載荷実験の結果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 間隔の荷重制御とし，以降は 5mm 間隔の変位制御(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とした．また，計測は載荷点変位 50mm を目途として破傷状況を図-3に示す．ひび割れは水平力200kN時点で突壊性状が明確になるまで実施した．

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．コンクリートブロック正面側では，水平力300kN(4) 計測方法

時点で突起正面部より右側でひび割れが発生した．水平計測概要をそれぞれ表-4に示す．計測は荷重，代表箇

変位33mm以降で，コンクリートブロック前面側にて円所の変位，鉄筋ひずみ，ブロック変形，全体の試験状況

70

2. 2019 年度の発表論文

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-3 ひび割れ損傷状況（Case-7，試験終了時）

図-4 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-5 鉄筋ひずみゲージ貼付位置図

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おいても降伏ひずみ2,000μには到達しなかった．これはていた．載荷終了時点では上述のひび割れが主な破壊面

局所的である一方で，最大荷重時と比較してひずみ値がであり，コンクリートブロック前面側では突起正面から低下したものも多く見られた．試験終了時に着目すると，見て右側の損傷がやや顕著であった．突起本体について

一部計測不能になった測点もあるが，ひずみ分布の傾向

試験終了時においても同様で，ひずみ値の大きいものはは，微細なひび割れは多く発生したものの，顕著な破壊， としては最大荷重時とおおむね一致していて，ひずみ値
変形は見られなかった．そして，一部のひび割れは正面側（縁端側）まで到達し，正面右側に斜め方向のひび割

は全体的にやや増加傾向であった．
Case-7における，最大荷重時，試験終了時のブロックれが確認できた．

変形状況を表-5にまとめる．最大荷重時では，突起正面

図-4に水平力-水平変位関係の包絡線を示す．図中により右側に変形が見られたが，変形量は最大でも10mmは参考としてCase-2についても示している．いずれのケ程であり，顕著ではなかった一方で，試験終了時では最ースにおいても，水平変位10mm前後で最大荷重を示し， 大で40mm以上の変形が見られた．試験終了時に着目す
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

ると，突起直下にて局所的に大きな変形が見られるが，と，鉄筋量と最大荷重の大小関係に関連が見られた．
鉄筋ひずみゲージの貼付位置を図-5に，Case-7最大荷

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-

重時および試験終了時の鉄筋ひずみ分布を図-6に示す．

7，他ケースに比べて最大荷重の低いCase-8における，切最大荷重時に着目すると，とくに突起近傍の加力軸方向

断部の写真をそれぞれ写真-2，写真-3に示す．突起の損の一部で高いひずみ値を示したものの，いずれの測点に傷が比較的小さいCase-7では，コンクリートブロック部

全体としては滑らかに変形していて，これらは損傷状況

71

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-6 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

アンカー長
440mm(D22)

アンカー長440mm(D22)

写真-2 切断面状況(Case-7)

写真-3 切断面状況(Case-8)72

2. 2019 年度の発表論文

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-7 ひび割れ損傷状況（Case-12，試験終了時）

図-8 水平力-水平変位関係（Case-9～Case-12）の損傷が比較的広範囲で，最背面側のアンカー鉄筋の中ケース（Case-2）に比べ，補強を施したケースはいずれ間程度から背面側に45度方向でひび割れが発生していた． のケースも最大荷重が増加し，最小のケース（Case-9）
一方，突起の損傷が顕著であったCase-8では，コンクリ
で 63kN，最大のケース（Case-12）で 156kN の耐力向上ートブロック部の損傷が限定的で，突起近傍のかぶり部が見られた．Case-11 を除くと，補強量と最大荷重に関に集中していて，突起直下のコンクリートブロックかぶ連が見られたが，Case-11 は他のケースと比較すると最り部では土砂化のような損傷が生じていた．一方で，表面部の鉄筋より内部側ではほとんど損傷が見られず，突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

起アンカー定着部のコンクリートにも損傷が見られなか

ひずみ分布を図-9 に示す（鉄筋ひずみゲージの貼付位置った．よって，Case-8の最大荷重が低い要因としては，

は図-5 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 と共通し土砂化が生じた部分が回転に対して抵抗しないことによりヒンジ状となり，水平力に抵抗できなかったためであると考えられる．いずれのケースも突起前面側の付根部ているが，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よりほぼ鉛直方向にひび割れが生じるか，かぶりコンク

降伏ひずみには到達しなかった．試験終了時に着目する

リートに剥落が生じていた．

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(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

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．
Case-12 における，最大荷重時，試験終了時のブロッ損傷状況を図-7 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ク変形状況を表-6 にまとめる．Case-7 においては最大荷重時，最大で 10mm 程度の変形が見られたのに対し，ひび割れが発生し，突起部の最外縁アンカー鉄筋付近から 45 度より大きい角度でひび割れが発生した．その後

Case-12 ではほとんど変形が見られなかった．試験終了

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，強鋼板よりも外側へ向かって進展した．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

Case-7 の結果と比較すると損傷は極めて軽微であり，補1.6mm）にて発生した．

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，水平変位 9mm 以降，突起背面のコンクリート

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

ブロック上面にて加力直角方向にひび割れが生じた．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．
Case-9～Case-12 の 4 ケース中で他ケースに比べて最大下と鋼板右上端の一部において浮きが生じていた．

荷重の低い Case-11，荷重が最大となった Case-12 におけ

図-8 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．補強なしのる切断面を写真-4，写真-5 に示す．Case-12 においては，

73

加力軸方向加力直角方向突起部(a) 最大荷重時(b) 試験終了時
図-9 鉄筋ひずみ分布（Case-12）
表-6 ブロック変形状況（Case-12）

最大荷重時
14mm

水平変位

試験終了時
50mm

ブロック
変形量

損傷状況
写真

アンカー長
650mm(D25)

アンカー長590mm(D22)

アンカー長440mm(D22)

アンカー長440mm(D22)

写真-4 切断面状況（Case-11）

写真-5 切断面状況（Case-12）742. 2019 年度の発表論文

コンクリートブロック部にて，背面側の 45 度方向のひ荷重が上回っていると見なせる．これは，コンクリート

び割れや突起直下の損傷は顕著ではなかった反面，突起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

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ると考えられる．

て，コンクリートブロックでは，突起より背面側で他ケースに比べて 45 度方向のひび割れが多数生じていた．

4. まとめまた，突起最外縁のアンカー鉄筋に沿って主たる破壊面とみられるひび割れが生じていて，アンカー鉄筋の下端

本検討では，横変位拘束構造と橋脚梁を模擬した実物に沿って伸びていた．Case-11 の最大荷重が低い要因と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

しては，突起背面側でひび割れが多数生じたことによりを実施し，そのうち，本稿では橋脚梁部分の鉄筋量，橋突起アンカー部が回転に対して抵抗しなくなり，よって， 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水平力に抵抗できなかったためであると考えられる．他

たケースについて報告した．本検討で得られた知見は以ケースで見られた，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あり，かぶりコンクリートの損傷についても軽微，また迎え，その後の荷重低下は緩やかであった．
2)

は部分的であった．

最大荷重時のひび割れおよびブロック変形量は軽微
であった．

(3)

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ている評

鉄筋は最大荷重時においても降伏ひずみに到達しな
かった．

4)

価式（以下，橋座式）より求めた計算値と実験値とを比較したものを図-10 に示す．ここで，計算値はコンクリ

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ートの設計基準強度，鉄筋の降伏点強度を用いたものと座式の評価値を上回った．
5)

し，突起下面には死荷重反力が作用しないとみなしてコンクリートの負担分を算出するための係数 α を 0.15 とし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た．実験値は各ケースにおいて作用させた水平力の最大認できた．補強鉄筋を橋座式の評価式に適用でき値とし，橋座式の鉄筋負担分を横軸，全体負担分を縦軸るとすると，最大荷重の差は接着した鋼板が負担とした．

していると考えられる．

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，参考文献

実験値はばらつきが見られるものの，計算値に対しては

1)

国土交通省国土技術政策総合研究所：平成 23年（2011 年）

上回っていることから，橋座式の計算値は安全側の評価

東北地方太平洋沖地震による道路橋等の被害調査報告，を与えている可能性が考えられる．また，補強対策を施した Case-9～12 と無対策の Case-2 および Case5～8 を，配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，2014.12.
2)

置された補強鉄筋が橋座式に適用できるとして比較すると，Case-9～12 が Case-2 および Case5～8 よりも最大水平高橋良和，GongYucheng：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

Pbs (kN)巻），I_45-I_58，2018.

700

3)

国土交通省国土技術政策総合研究所：平成 28年（2016 年）

600

熊本地震土木施設被害調査報告，国土交通省国土技術政500

策総合研究所資料第 967 号，土木研究所資料第 4359 号，2017.3.

400

4)

300

脚の倒壊メカニズムの検討，第21回性能に基づく橋梁等

200
100

幸左賢二，後藤僚一，金山亨，高橋良和：ロッキング橋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

Ps (kN)
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200
Case-9～12

250

300

5)

橋座式

道路橋示方書・同解説 Ⅳ下部構造編，(社) 日本道路協会，
2017.12

図-10 橋座式と実験結果の比較

75

HORIZONTAL FORCE LOADING TEST ON EVALUATION OF PUNCHINGSHEAR 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 horizontal force acts on the protrusions constructed at 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 was carried out by fixing the concrete block to the reaction force floor and repeatedly
increasing the load in the horizontal direction. This paper describes 8 cases, including the case focusing on
the amount of reinforcing bars in the concrete block and the case focusing on the amount of reinforcing
bars using steel plates and reinforcing bars. As a result of the experiment, in all cases, the damage when thehorizontal load was maximum was slight, and the maximum value of the horizontal load exceeded the value
calculated by the evaluation formula.

76

第 22 回橋梁等の耐震設計シンポジウム講演論文集 (2019 年 7 月 )NEW-!#&$'\64TYNE:LZ(R=5ME]09+/2S
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2. 2019 年度の発表論文

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2. 2019 年度の発表論文

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2. 2019 年度の発表論文

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Vol.59A pp.516-526

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第 22 回橋梁等の耐震設計シンポジウム講演論文集 (2019 年 7 月 )橋座縁端に配置された横変位拘束構造の縁端距離に着目した水平力載荷実験
前川
1正会員
2正会員

和彦1・服部匡洋2・大八木亮1・篠原

聖二3・幸左賢二4

修士（工学） （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）
博士（工学） （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）
3
正会員 博士（工学） 阪神高速道路(株)（〒530-0005 大阪市北区中之島3-2-4 ）4正会員 Ph.D 九州工業大学名誉教授（〒804-8550 北九州市戸畑区仙水町1-1）

1. はじめに(a)上面図100

3@150=450

1400
3@100=300

150

140

180

80

CASE-2

900
600

100

CASE-350 150既設構造物に対して耐震補強対策として横変位拘束構造を設置するにあたっては，既に支承や桁があり設置スペースに限りがあるため，横変位拘束構造
を橋脚や橋台の縁端近くに設置せざるを得ない場合がある．縁端近くに設置した場合，縁端までの距離が短いことから，コンクリートの抵抗面積が確保できず押し抜きせん断破壊する可能性が考えられ，実際に，2011年東北地方太平洋沖地震 1) や2016年熊本地震 2)3)4)では横変位拘束構造が押し抜きせん断破壊したと思われる損傷が確認された．
これらの被災事例より，縁端近くに設置される横変位拘束構造では，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．
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) などにおける既存の照査式の適用性の検証，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．

2. 実験概要

100

3@150=450

3@100=300
1400

2@150=300

17080(b)側面図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σck=18N/mm2，鉄筋（単位：mm）

図-1

86

供試体配筋状況例

2. 2019 年度の発表論文

表-3

実験ケース

突起位置（mm）
実験ケース

Case-1(単位：mm)図-2

載荷試験概要

縁端～
突起前面

縁端～
最後列アンカー

0

250

帯鉄筋径φ

D16

Case-2

50

300

D16

Case-3

100

350

D16

Case-4

150

400

D16

れが，前面ではハの字型のひび割れが大きく開口しはSD345を使用した．図-1に供試体配筋状況例を，始めた．水平変位25mmで前面側コンクリートが一
図-2に載荷試験の概要を示す．供試体は鉄筋コンク
部剥落し急激な耐力低下が生じた．
リート製で，橋脚梁，または橋台の橋座部分を模擬
b) Case-2
したコンクリートブロック部，横方向の変位拘束機
Case-2では，水平力198kN(水平変位0.8mm)で突能を有する突起を模擬した突起部から構成され，コ起とコンクリートブロックの界面からひび割れが発
ンクリートブロック部を反力床にPC鋼棒にて緊張固生し，供試体上面の短辺側では突起の中央付近から定し，水平方向に設置した油圧ジャッキで，供試体
45度方向のひび割れが，長辺側では最後列アンカー
突起部に50kNを目安として繰返し漸増載荷を与える
鉄筋付近から45度より大きな角度を有するひび割れ
ことにより実施した．なお，今回の載荷試験は，横が発生した．その後，Case-1と同様にコンクリート
変位拘束構造の取付部の耐力を評価するのを目的と
ブロック前面側へ進展するとともに，水平力430kNするため，突起部で破壊しないように設計した．載（水平変位8.1mm）では前面にもひび割れが生じた．
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． 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
また，載荷試験終了後，突起中心部を加力方向沿い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）で突に切断し，破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-3））について述べる．

起とコンクリートブロックの界面からひび割れが発
生し，コンクリートブロック上面では短辺側，長辺側ともに突起の最後列アンカー鉄筋付近から45度より大きな角度を有するひび割れが発生した．401kN（水平変位2.3mm）では前面側にハの字型のひび割れが発生し，508kN（水平変位7.0mm）で最大荷重に達した．その後水平力の低下に伴い上面側のひび割れが特に大きく開口したが，コンクリートの剥落は生じなかった．
d) Case-4
Case-4では，水平力200kN(水平変位0.5mm)で突

3. 実験結果(1) 損傷状況
図-4に載荷終了時のひび割れ状況図を示す．
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
起とコンクリートブロックの界面からひび割れが発し，供試体上面の短辺側では突起の最後列アンカー
生し，Case-3と同様にコンクリートブロック上面に付近から45度方向に，長辺側では45度より大きな角
おいて短辺側，長辺側ともに突起の最後列アンカー度を有するひび割れが発生した．その後上面ひび割
鉄筋付近から45度より大きな角度を有するひび割れ
れがコンクリートブロック前面側へ向かって進展し， が発生した．上面側で発生したひび割れが前面側に200kN(水平変位1.2mm)ではコンクリートブロック
向 か っ て 進 展 す る と と も に ， 400kN( 水 平 変 位
前面にひび割れが到達した．最大荷重を迎えたのち， 2.3mm)では突起前面から伸びたひび割れがコンク
水平変位20mmにおいて上面では45度方向のひび割

リートブロック前面側にまで進展した．水平変位

87

図-4

ひび割れ状況図

13mmで最大耐力に達したのち，コンクリートブロとなった．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．

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．

(3) 鉄筋ひずみ(2) 水平荷重－水平変位関係
コンクリートブロック部の上面鉄筋ひずみ（軸方向鉄筋，軸直角方向帯鉄筋），前面鉄筋ひずみ（軸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-5に，その包絡線を図-6に示す．いずれ
方向鉄筋，軸直角方向帯鉄筋）及び突起アンカー鉄のケースも水平変位10mm前後にて最大耐力を示し， 筋ひずみを計測した（図-7）．各ケースの最大荷重最大耐力以後の繰返し載荷においては水平力が緩や時の鉄筋ひずみについて，上面軸方向鉄筋では降伏かに低下した．また，いずれのケースも，水平変位
ひずみに達したものがあったが，その他の鉄筋ではに対する荷重の上昇が最大耐力以後，徐々に緩やか
降伏ひずみに達したものはなかった．

88

2. 2019 年度の発表論文

Case-1Case-2Case-3Case-4
図-5

水平力-水平変位関係（履歴曲線）
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

150

173

400

160

153

158

153

250

165

2面ゲージ

2面ゲージ

2@125=250

3@150=450

CASE-475 75

491

2@125=250

図-63@150=450

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

75 75

水平力-水平変位関係（包絡線）
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-42@150=300

175(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-8に切断面のひび割れ観察図，図-9に切断面の状況写真を示す．
いずれのケースでも，突起背面側付根部の後列（背面側）の突起アンカー鉄筋付近から前面に向け

2面ゲージ

図-7

89

ひずみゲージ貼付位置例

載荷方向

載荷方向

載荷方向

載荷方向

図-8

切断面のひび割れ観察図

⑥
④

①

①
②

②
③

④

②

①

④

①

③

⑥

⑤

Case-1⑥③③⑦

Case-2Case-3図-9Case-4

切断面の状況写真

Case-3では突起アンカー鉄筋の抜け出しも発生してて斜め方向のひび割れが見られた（①）が，Case3,4では突起より背面側のひび割れが卓越していた

いた．前面側の帯鉄筋を鉛直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-10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曲げ変形の傾向が顕著であり，Case-3では変形が小さく，Case-4では変形が見られなかった．

（②）．また，図-10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）．
Case-1における突起背面側付根部から前面に向けての斜めのひび割れ（①）では，損傷部分の骨材に浮きが生じ，土砂化のような損傷を生じていた．
Case-1の前面側においては帯鉄筋位置にて鉛直方向に帯鉄筋をつなぐようにひび割れていた（④）．また，前面かぶりコンクリートでは，突起アンカー鉄筋定着範囲の下方，かぶり厚さの半分程度のところ
で鉛直方向にひび割れが発生した（⑤）．
Case-2～Case-4では，突起前面側の付根部より，45度よりもやや鉛直方向に，かぶりコンクリートが(5) 突起変位及び回転角
突起が回転しているか，せん断変形のように加力方向と水平に変形するかなどを検討するために，突起の水平変位と回転角について計測した．具体的には図-11に示す突起頂部と突起底部の相対変位dを突起高さhで除することにより近似的に突起回転角を求め，突起頂部水平変位d1との関係をプロットした

剥落するようなひび割れが生じた（⑥）．また，背面側から45度方向のひび割れは，最背面側の突起ア
ンカー鉄筋の中間部からも生じており（②）,

902. 2019 年度の発表論文

d
d1

加力方向
突起部

h
d2

コンクリートブロック
d1：突起変位(mm)d/h：回転角(rad)
ひび割れ

図-11

突起の回転角

枠囲み：変形ない場合の鉄筋形状

図-10

突起アンカー鉄筋状況（Case-1）（図-12）．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，最大耐力後の水平変位20mm程度からやや回転傾向が増していた．前面側の割裂や背面側の引き抜けにより突起が回転していることが示された．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．

破線：初期の傾向を直線で延伸

図-12

突起変位（水平変位）と回転角

参考文献

4. まとめ

1)

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2)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3)く開口するのが確認された．
2)縁端距離が大きくなるにつれて最大耐力も増加した．1)の損傷状況から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，それに4)伴い最大耐力が大きくなったものと思われる．
3)突起の変位や回転角，あるいは切断面の状況から，縁端距離により破壊形状の違いが見られ，縁端距離を確保しないCase-1ではせん断変形の傾向が見
5)
られた．

91

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，2014.12.
高橋良和・GongYucheng：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），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

第 22 回橋梁等の耐震設計シンポジウム講演論文集 (2019 年 7 月 )橋座縁端に配置された横変位拘束構造の
橋座部補強鉄筋量に着目した水平力載荷実験
大八木

亮1・服部

匡洋2・前川和彦3・幸左賢二4・篠原聖二51正会員

修士（工学） （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）
博士（工学） （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）
3正会員 修士（工学） （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）
4正会員 Ph.D 九州工業大学名誉教授（〒804-8550 北九州市戸畑区仙水町1-1）
5正会員 博士（工学） 阪神高速道路株式会社（〒530-0005 大阪市北区中之島3-2-4）
2正会員

1. はじめに設計にあたっては，水平力分担構造自体のせん断破壊に対する照査に加え，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が，道路橋示方書 5)

耐震補強対策として横変位拘束構造または落橋防には照査することが明確には示されていない．

止構造（以下，水平力分担構造）を既設構造物に対して設置する際，既存の支承や桁などによる設置ス

そこで本検討では，水平力分担構造の押し抜きせ

ペースの制約のため，水平力分担構造を橋座縁端近ん断に対する抵抗を明らかにすることを目的として，

くに設置せざるを得ない場合がある．縁端近くに設

橋脚梁，水平力分担構造を模した実物大規模の押し置した場合，十分な縁端距離，つまりコンクリート

抜きせん断実験を実施した．本稿では，橋脚梁を模の抵抗面積が確保できずに押し抜きせん断破壊する

擬した本体部分の鉄筋径，また，補強鋼材の鉄筋径可能性が考えられる．実際に，2011年東北地方太平に着目した実験ケースについて報告する．

1)

洋沖地震 や2016年熊本地震等

2) 3) 4)では横変位拘束構造が押し抜きせん断破壊したと思われる損傷が確認された．

2. 実験の概要

これらの被災事例より，縁端近くに設置される水平力分担構造では，水平力分担構造自体のせん断破(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

壊と水平力分担構造周りの押し抜きせん断破壊の2つの損傷メカニズムが考えられ，水平力分担構造の-1に供試体および載荷試験の概要を示す．模型供試

図-1 供試体および載荷試験の概要（単位：mm）

92

2. 2019 年度の発表論文

体は実物大相当で，橋座部を模擬したコンクリート

タとした．補強アンカーは，突起におよぼす影響を

ブロック部，水平力分担構造を模擬した突起部から確認するため，突起アンカー部の両側に計4本配置構成される．そして，コンクリートブロック1体にした．

対して突起部を2箇所構築し，2ケースを1供試体で以上の実験ケースのうち，本稿ではCase-5～Case12について報告する．なお，参考として本検討ケー兼用する構造とした．コンクリートの設計基準強度はσ ck=27N/mm2，鉄筋はSD345を採用した．供試体

スのコンクリート，鉄筋の材料試験結果をそれぞれ

配筋図を図-2に示す．

表-2，表-3に示す．

(2) 実験ケース(3) 載荷方法

実験ケースを表-1に示す．実験は全部で12ケース

載荷試験は，供試体コンクリートブロック部を反実施したが，Case-1～4では突起最外縁アンカー鉄

力床にPC鋼棒にて緊張固定し，水平方向に設置した
1,000kN級油圧ジャッキで，反力壁を水平力の反力

筋から橋座縁端までの距離をパラメータとし，Case-5～8では橋座部の鉄筋径をパラメータとし，として供試体突起部に繰返し漸増載荷を与えること

Case-9～Case-12では鋼板とアンカーの併用による補により実施した．なお，供試体の滑動予防のため，強を想定し，そのうちの補強アンカー径をパラメー

供試体前方に仮設鋼材によるストッパーを配置した．

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(b) 側面図

図-2 供試体配筋図（単位：mm）
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

アンカー
鉄筋定着長

Case-1

0

250

D16

20φ

縁端距離を変化

Case-2Case-3

50
100

300
350

D16
D16

20φ
20φ

〃（標準ケース）〃

Case-4

150

400

D16

20φ

〃

Case-5

50

300

D13

20φ

本体鉄筋径を変化

Case-6Case-7

50
50

300
300

D19
D22

20φ
20φ

〃
〃

Case-8Case-9

50
50

300
300

D25
D16

20φ
20φ

D16

実験ケース

補強
アンカー径

備考

〃
アンカー補強+鋼板補強

Case-10

50

300

D16

20φ

D19

〃

Case-11
Case-12

50
50

300
300

D16
D16

20φ
20φ

D22
D25

〃
〃
本稿の対象外

93

170

80

表-2 材料試験結果（コンクリート）
材齢

圧縮強度
N/mm

2

静弾性係数
kN/mm

2

表-3 材料試験結果（鉄筋）
引張強度
N/mm

降伏点強度

2

引張強さ

2

N/mm
551.2

2

静弾性係数
N/mm2
184,319

Case-5

σ29

27.4

27.7

2.31

D13

N/mm
400.9

Case-6

σ36

28.6

29.3

2.24

D16

378.8

539.2

185,246

2.24

D19

366.0

547.1

180,391

393.7

566.9

186,312

389.5

571.8

173,643

Case-7

σ33

30.7

29.3

Case-8

σ42

28.5

29.5

2.68

D22

Case-9

σ46

29.9

28.7

2.80

D25

Case-10

σ48

30.7

29.0

2.73

Case-11

σ50

30.0

30.9

3.08

Case-12

σ55

30.1

31.3

2.62

注) 全て3供試体の平均値

注) 全て3供試体の平均値

載荷は片側繰返し漸増載荷とし，最大荷重近傍ま表-4 計測項目

では50kN間隔の荷重制御とし，以降は5mm間隔の

計測項目
荷重
変位

変位制御とした．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．

鉄筋ひずみ(各ケース毎)(4) 計測方法
ブロック変形

計測概要，計測状況をそれぞれ表-4，写真-1に示

試験状況す．計測は荷重，代表箇所の変位，鉄筋ひずみ，ブ

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

数量
1台
12箇所
54箇所
10箇所
12箇所
1台
3台

ロック変形，全体の試験状況について実施した．こ
反力壁

こで，ブロック変形とは，供試体の面外方向へのは

水平ジャッキ

らみ出し量を計測することとし，計測には超高速インラインプロファイル測定器（ラインセンサ）を用いた．具体的には，レーザー光を照射し，線的に凹凸を検知した計測器を，照査線と直角方向の供試体
前面に固定したガイド上を移動させることで3次元的に凹凸を計測することとした．計測器の仕様から，1回の移動で供試体面を包括的に計測することがで
ラインセンサ

きなかったので，高さ方向に3分割してデータ取得
したのち，表計算ソフト上にてデータを合成することとした．なお，ひび割れ発生後はひび割れ観察を

写真-1 計測状況

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，マジック等によりマーキングした．

3. 載荷実験の結果(a) 上面図(1) Case-5～Case-8（本体鉄筋量の比較）代表としてCase-7における最大荷重時点のひび割
れ損傷状況を図-3に示す．ひび割れは水平力200kN
時点で突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．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．水平変位33mm以降で，コンクリ(b) 正面図

ートブロック前面側にて円弧状のひび割れが一部発

図-3 ひび割れ損傷状況（Case-7，試験終了時）生したが，これらは水平力200kN時点でに突起部よ94

2. 2019 年度の発表論文り発生したひび割れを起点としていた．載荷終了時

平変位との関係を図-5に示す．Case-7では，最大荷点では上述のひび割れが主な破壊面であり，コンク

重近傍（水平変位13mm）以後は急激に回転変形へ

リートブロック前面側では突起正面から見て右側のと移行した．Case-8は他ケースに比べて早い段階

損傷がやや顕著であった．突起本体については，微（水平変位7mm）より，他ケースより，ある程度回

細なひび割れは多く発生したものの，顕著な破壊，転変形の影響が見られた．

変形は見られなかった．そして，一部のひび割れは

鉄筋ひずみゲージの貼付位置を図-6に，Case-7最正面側（縁端側）まで到達し，正面右側に斜め方向

大荷重時の鉄筋ひずみ分布を図-7に示す．とくに突のひび割れが確認できた．

起近傍の加力軸方向の一部で高いひずみ量を示した

図-4に水平力-水平変位関係の包絡線を示す．図ものの，いずれの測点においても降伏ひずみには到

中には参考としてCase-2についても示している．い

達しなかった．
Case-7における，最大荷重時，試験終了時のブロ

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 鉄 筋 量 の 最 も 少 な い Case-5

ック変形状況を表-5にまとめる．最大荷重時では，（D13）が最小であったものの，Case-2（D16），
Case-6（D19），Case-7（D22），Case-8（D25）に大でも10mmであり，顕著ではなかった一方で，試

突起正面より右側に変形が見られたが，変形量は最ついては，鉄筋量と最大荷重の明確な関連は得られ

験終了時では最大で40mm以上の増加が見られた．
Case-5～Case-8の4ケース中で荷重が最大となった

なかった．

Case-7，他ケースに比べて最大荷重の低いCase-8に突起底部を基準とした突起頂部の相対回転角と水おける，切断部の写真をそれぞれ写真-2，写真-3に

600

1.4

500

1.2
突起回転角(度)水平力(kN)

400
300
Case-5200

Case-20

Case-8
10

20

30

40

50

60

0.6

Case-5Case-6Case-70.2

Case-7

0

0.8

0.4

Case-6

100

1.0

0.0

70

Case-8
0

5

10

15

20

水平変位(mm)

水平変位(mm)

図-4 水平力-水平変位関係（Case-5～Case-8）

図-5 回転角-水平変位関係（Case-5～Case-8）

1992
1635
1643
1174

669
729
329

221
187

150
71

180

303
234

248
594

1150

286
604 298

1220
1192
812

473

402
733 450

234

-30

加力軸方向
加力軸方向

加力直角方向加力直角方向突起部

図-6 鉄筋ひずみゲージ貼付位置図

図-7 鉄筋ひずみ分布（Case-7，最大荷重時）95

表-5 ブロック変形状況（Case-7）
最大荷重時

試験終了時

13mm

50mm

水平変位

ブロック
変形量

損傷状況
写真

アンカー長
440mm(D22)

アンカー長440mm(D22)

写真-2 切断面状況(Case-7)

写真-3 切断面状況(Case-8)示す．突起の損傷が比較的小さいCase-7では，コンなり，よって，水平力に抵抗できなかったためであクリートブロック部の損傷が比較的広範囲で，最背ると考えられる．

面側のアンカー鉄筋の中間程度から背面側に45度方

いずれのケースも突起前面側の付根部よりほぼ鉛

向でひび割れが発生していた．

直方向にひび割れが生じるか，かぶりコンクリート

一方，突起の損傷が顕著であったCase-8では，コに剥落が生じていた．

ンクリートブロック部の損傷が限定的で，突起近傍のかぶり部に集中していて，突起直下のコンクリー(2) Case-9～Case-12（補強鉄筋量の比較）

トブロックかぶり部では土砂化のような損傷が生じ代表としてCase-12における最大荷重時点のひびていた．一方で，表面部の鉄筋より内部側ではほとんど損傷が見られず，突起アンカー定着部のコンク

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

リートにも損傷が見られなかった．よって，Case-8

ロックの界面でひび割れが発生し，突起部の最後列の最大荷重が低い要因としては，土砂化が生じた部

アンカー鉄筋付近から45度より大きい角度でひび割分が回転に対して抵抗しないことによりヒンジ状とれが発生した．その後上面ひび割れがコンクリート

96

2. 2019 年度の発表論文

600
500

水平力(kN)400(a) 上面図

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-9 水平力-水平変位関係（Case-9～Case-12）(b) 正面図
図-8 損傷状況（Case-12，試験終了時）

ブロック正面に設置した補強鋼板よりも外側へ向か

1.4って進展した．コンクリートブロック正面部のひび

1.2

割れは水平力400kN(水平変位1.6mm)にて発生した．
突起回転角(度)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．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

1.0
0.8
0.6

Case-90.4ていた．
図-9に水平力-水平変位関係の包絡線を示す．図Case-10Case-110.2

中には参考としてCase-2についても示している．補0.0

強なしのケース（Case-2）に比べ，補強を施したケ

Case-12
0

5

10

15

20

水平変位(mm)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の耐力向上効果が得られた．Case-11を除くと，

図-10 回転角-水平変位関係（Case-9～Case-12）

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大荷重が低くなった．
突起の水平変位と回転角についての計測結果を図-10に示す．各ケースとも最大荷重程度（水平変位15mm程度）までは明確が差異が見られなかったが，以後，Case-12は回転の影響が他ケースよりも見ら

600
1104

れ，Case-9はややせん断変形に近い挙動を示した．
しかし，補強鋼材を配置しないケース（Case-5～
Case-8）と比較すると，その差は小さかった．

238
123

Case-12における最大荷重時の鉄筋ひずみ分布を-34

図-11に示す（鉄筋ひずみゲージの貼付位置は図-5

218

260

494

181
61 222
370

342

338

1220

614
420 149 239

170
401

197

300
892
139

393

192

185

146

加力軸方向

参照）．とくに突起近傍において加力軸方向，直角

加力直角方向方向ともにCase-7よりも低い値を示した．いずれの突起部測点においても降伏ひずみには到達しなかった．
Case-12における，最大荷重時，試験終了時のブ

図-11 鉄筋ひずみ分布（Case-12，最大荷重時）

ロック変形状況を表-6にまとめる．Case-7においては最大荷重時，最大で10mm程度の変形が見られた

97

表-6 ブロック変形状況（Case-12）
最大荷重時
14mm

水平変位

試験終了時
50mm

ブロック
変形量

損傷状況
写真

アンカー長
650mm(D25)

アンカー長590mm(D22)

アンカー長440mm(D22)

アンカー長440mm(D22)

写真-4 切断面状況（Case-11）

写真-5 切断面状況（Case-12）のに対し，Case-12ではほとんど変形が見られなか背面側で他ケースに比べて45度方向のひび割れが多った．試験終了時では，突起近傍のかぶり部分にお数生じていた．また，突起直下の突起アンカー定着

いてのみ角欠けの損傷が生じたが，ブロック変形量部にて，骨材の浮きが生じる土砂化のような損傷がは概ね10mm以下となり，Case-7の結果と比較する見られた．Case-11の最大荷重が低い要因としては，と損傷は極めて軽微であり，補強鋼材の効果が確認

突起背面側でひび割れが多数生じたことにより突起できた．
Case-9～Case-12の4ケース中で他ケースに比べてアンカー部が回転に対して抵抗しなくなり，よって，最大荷重の低いCase-11，荷重が最大となったCase12における切断面を写真-4，写真-5に示す．Case-

他ケースで見られた，突起前面側の付根部からほぼ12においては，背面側の45度方向のひび割れや突起ては軽微であり，かぶりコンクリートの損傷につい

直下の損傷は顕著ではなかった反面，突起部が著しても軽微，または部分的であった．

水平力に抵抗できなかったためであると考えられる．
鉛直方向に生じるひび割れは，この4ケースについく損傷していた．一方，Case-11は突起部の内部損傷が見られず，コンクリートブロックの，突起より98

2. 2019 年度の発表論文

4. まとめ参考文献
1)

国土 交通省国 土技術政策総合研 究所 ：平成 23 年

本検討では，横変位拘束構造と橋脚梁を模擬した（2011 年）東北地方太平洋沖地震による道路橋等の実物大相当の供試体により押し抜きせん断耐力に関

被害調査報告，国土交通省国土技術政策総合研究所

する実験を実施し，そのうち，本稿では橋脚梁部分

資料第 814 号，土木研究所資料第 4295 号，2014.12.
2)の鉄筋量，橋脚梁部分の補強を模擬した場合の補強

高橋良和・GongYucheng：2016 年熊本地震による横鉄筋量を変化させたケースについて報告した．本検変位拘束構造の損傷メカニズム推定，土木学会論文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

集 A1（構造・地震工学），Vol.74，No.4（地震工学
論文集第 37 巻），I_45-I_58，2018.
3)を迎え，その後の荷重低下は緩やかであった．
2) 最大荷重時のひび割れおよびブロック変形量は軽

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

微であった．
3) 鉄筋は最大荷重時においても降伏ひずみに到達し究所資料第 4359 号，2017.3.
4)

なかった．
4) 本体鉄筋量を変化させたケースでは，最大荷重の

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回性能に基づばらつきが大きいため，鉄筋量と最大荷重の明瞭

く橋梁等の耐震設計に関するシンポジウム講演論文

な関連は確認できなかった．

集，pp.31-38, 2018.7

5) 補強鋼材を配置したケースでは，配置しなかった

5)

道路橋示方書・同解説 Ⅳ下部構造編，(社) 日本道路協会， 2012.3

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が，顕著ではなかった．

99

CS12-79

令和元年度土木学会全国大会第 74 回年次学術講演会

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兵庫県南部地震の再現に関する検討(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

篠原聖二

正会員 高田佳彦

正会員 西岡勉

１．研究目的阪神高速では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おり，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 1)．本年度は昨年度モデル化した
湾岸線に加え，神戸線，東大阪線，大阪港線のモデル化を行い，より広域の地震応答シミュレーションが可能になった．本研究はその広域道路ネットワーク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 2)の一環として 1995
年阪神淡路大震災の再現を実施したものである．
STEP3：構造物応答解析

２．地震被害シミュレーションの方法
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

STEP2：表層地盤応答解析

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，

STEP1：深層地盤応答解析

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．

図-1 地震被害シミュレーションの方法

1995 年兵庫県南部地震の再現にあたり，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

神戸線

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地震の強震度予測手法（「レシピ」）修

湾岸線

正版」に準拠して決定した。計算には統計的グリーン関数法を用いた．表層地盤応答解析は最近法により各橋脚直近のボーリ

図-2 解析モデル一例(生田川ランプ周辺)

ングデータを割り当てたのち，YUSAYUSA による一次元逐次非線形解析を実施し，地表面波の算出を行った．構造物応答解析
では，下部構造の橋脚材種，寸法に応じて 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．しかし，本検討では，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

ピルツ区間

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
しモデル化した．また，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，モデルに組み込むこととした．図-2 に解析モデルの一例を示す．

図-3 再現解析における基盤波最大加速度

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，兵庫県南部地震，再現解析
連絡先：〒541-0054 大阪市中央区南本町 4-5-7 東亜ビル内 TEL06-6244-6028© Japan Society of Civil EngineersCS12-79100

2. 2019 年度の発表論文
CS12-79

令和元年度土木学会全国大会第 74 回年次学術講演会

As

耐荷力ランク判定(被害調査結果)

被害調査結果

A
B
C
D
18

ピルツ区間

18.5

19

19.5

20

20.5

21

21.5

被災再現解析

22
距離 (km)

ピルツ区間
耐荷力ランク判定(解析結果)

As
A
B
C
D
18

18.5

19

19.5

20

20.5

21

21.5

22
距離 (km)図-4 神戸線における被災度分布の比較

図-5 ピルツ区間周辺における被災度分布の比較
表-1 地震被害シミュレーションでの被災度判定方針

被災度
As

A

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るかどうか

軸方向鉄筋引張ひずみ最大値

柱がせん断耐力を超えるかどうか

せん断力最大値

きれつ、座屈、鉄筋の破断等の損傷、または変形がおおきなもの

B

鋼材の座屈や部材の変形が部分的にみられるもの
鉄筋の一部の破断やはらみだしおよび部分的なかぶりコンクリートの剥離やきれつがみられるもの

軸方向鉄筋がはらみ出すかどうか
かぶりコンクリートが剥落するかどうか

軸方向鉄筋引張ひずみ最大値
かぶりCon.圧縮ひずみ最大値

C

鋼材の座屈や変形が局部的かつ軽微なもの
ひびわれの発生や局所的なかぶりコンクリートの剥離がみられるもの

軸方向鉄筋がはらみ出すかどうか
かぶりコンクリートが剥落するかどうか

軸方向鉄筋引張ひずみ最大値
かぶりCon.圧縮ひずみ最大値

D

損傷がないか、あっても耐荷力に影響のないきわめて軽微なもの

軸方向鉄筋が許容ひずみを満足するかどうか

軸方向鉄筋引張ひずみ最大値

表-2 被災度判定結果
損傷ランク 解析結果 被害調査結果

As
A
B
C
D
照査数

96
1
2
225
566
890

72
80
95
245
398
890

３．再現解析結果
図-3 に再現解析より得られた基盤波の最大加速度分布を，図-4 に神戸線における各橋脚の被災度分布の比較を示す．ここで，被災度判定のうち，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を示す．また，被災再現解析では表-1 に示す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．倒壊したことから被害調査において As 判定に区分されたピルツ区間に着目すると，被災再現解析でもピルツ区間の全区間ではないが As 判定に区分されることを確認した．表-2 には各被災度判定に区分された橋脚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結果となった．このとき，ピルツ区間の橋脚は橋脚に生じる最大せん断力がせん断耐力を上回る，つまりせん断破壊により As 判定に区分されており，破壊形態についても対応した．表-2 よりその他の損傷ランクについても橋脚基数の分布が概ね整合していることから，地震動の再現性，被災度判定のための閾値の方針等課題は残るものの，一定の再現性があることを確認した．
４．まとめ
広域道路ネットワークの地震応答シミュレーションにより兵庫県南部地震の再現解析を試みた結果，一定の再現性を確認することができた．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が，まず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た地震動の作成を行う予定である．
参考文献
1）篠原ら：スーパーコンピュータを用いた橋梁ネットワークモデルの地震応答シミュレーション，第 15 回日本地震工学シンポジウム，2018．2）馬越ら：長大斜張橋における 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，2018．3）山田ら：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，A14，1999．4) 野津ら：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．
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V-43

令和元年度土木学会全国大会第 74 回年次学術講演会

水平力分担構造に対する水平力載荷実験－縁端距離に着目したケース－（一財）阪神高速道路技術センター 正会員 ○前川 和彦，正会員 大八木 亮，正会員 服部 匡洋
阪神高速道路(株) 正会員 篠原 聖二
九州工業大学名誉教授 正会員 幸左 賢二
１．はじめに既設構造物に対して耐震補強対策として落橋防止構造または横変位拘束構造などの水平力分担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，
水平力分担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，

図-1 載荷試験概要

2016 年熊本地震等では押し抜きせん断破壊したと思
表-1 実験ケース

われる損傷が確認された．
本検討では，縁端距離等をパラメータとした実験

突起位置（mm）
実験ケース

を行い，既存の照査式の適用性の検証，新たな照査式（方法）の提案を行うことを念頭に，供試体載荷

縁端～
突起前面

縁端～
最後列アンカー

帯鉄筋径φCase-1

0

250

D16

試験を実施した．

Case-2

50

300

D16

２．実験概要Case-3

100

350

D16

Case-4

150

400

D16

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 供試体で兼用の最後列アンカー付近から 45 度もしくは 45 度よりする構造とした．図-1 に載荷試験の概要を示す．供

大きな角度を有するひび割れが発生した．その上面

試体は鉄筋コンクリート製で，下部工橋脚梁，またひび割れがコンクリートブロック前面側へ向かって

は橋台の橋座部分を模擬したコンクリートブロック

進展し，コンクリートブロック前面にひび割れが到部，横方向の変位制限機能を有する突起を模擬した

達した．荷重増加に伴い，前面ではハの字型のひび突起部から構成され，突起部に加力することにより割れが発生した．Case-1 では最大荷重を迎えたのち，実験をおこなう．実験は本体鉄筋量に着目した 4 ケ

上面では 45 度方向のひび割れが，前面ではハの字型

ース，補強鉄筋量に着目した 4 ケースを含む全 12 ケのひび割れが大きく開口し始め，水平変位 25mm で前ース実施したが，本稿では橋座部の耐力に寄与する

面側コンクリートが一部剥落し急激な耐力低下が生と予想される突起背面側のアンカーボルトの中心かじた．Case-2～4 ではコンクリートの剥落は生じなから橋座縁端までの距離(縁端距離に着目した 4 ケースった．

（Case-1～4（表-1））について述べる．

（２）水平荷重－水平変位関係

３．実験結果図-2 に水平力－水平変位関係の包絡線を示す．い（１）損傷状況

ずれのケースも水平変位 10mm 前後にて最大耐力を示

載荷による損傷状況について，いずれのケースでし，最大耐力は Case-1 が最も小さく，Case-4 が最もも，突起とコンクリートブロックの界面である突起

大きいことが確認できた．

キーワード RC 構造物，落橋防止システム，実物大実験，耐荷力評価，耐震補強
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© Japan Society of Civil Engineers

V-43
102

ＴＥＬ06-6244-6029

2. 2019 年度の発表論文
V-43

令和元年度土木学会全国大会第 74 回年次学術講演会
600（３）突起変位及び回転角
突起が回転しているか，せん断変形のように加力

500

方向と水平に変形するかなどを検討するために，図400

Case-1Case-2水平力(kN)

Case-3-3 に突起の水平変位と回転角についてまとめた．
Case-2～4 においては，全体，初期状態ともほぼ同様

Case-4300
200の回転角度を示し，最大耐力以後にやや回転が卓越
100していた．一方，Case-1 は水平変位 15mm 程度から回0転角の上昇が緩やかとなり，他 3 ケースと比較して

0

10

20

30

40

50

60

70

水平変位(mm)

加力方向に水平に変形するせん断変形を示す結果と

図-2 水平力-水平変位関係

なった．
5.0

（４）鉄筋ひずみ
各ケースの最大荷重時の鉄筋ひひずみに達したものがあったが，前面鉄筋では降伏ひずみに達したものはなかった．

4.0
突起回転角(度)ずみについて，上面鉄筋では降伏

Case-1Case-2Case-3Case-4

4.5
3.5
3.0

d
d1

加力方向

2.5

突起部

2.0

d2

1.0
0.5

（５）切断面状況

コンクリートブロック

0.0

載荷試験終了後に，突起中心部

h

1.5

0

10

を加力方向に切断し，破壊面の観

20
30
40
水平変位(mm)d1：突起変位(mm)d/h：回転角(度)50

図-3 突起変位と回転角察を行った．図-4 に切断面の状況を示す．各ケース，背面側に 45 度方向のひび割れがや回転角，あるいは切断面の状況から，縁端距離に見られ，その損傷面は最背面側の突起アンカー鉄筋

より破壊形状の違いが見られ，縁端距離を確保しなの先端部に接していた．また，Case-2～Case-4 では，い Case-1 ではせん断変形の傾向が見られた．また，最背面側の突起アンカー鉄筋の中間部より背面側へ

橋座上面の突起背面側のアンカー付近から斜め 45 度

向けて 45 度方向のひび割れも生じていた．Case-1

方向にひび割れが発生，進展したのち，そのひび割

では,突起背面側付根部よりひび割れが生じ，損傷部

れが橋座前面に到達し，上面ひび割れが大きく開口の骨材が浮く,土砂化のような損傷が見られた．

するのが確認された．このため，縁端距離を確保し

４．おわりにたケースほどコンクリートの抵抗面が大きくなり，
それに伴い最大耐力が大きくなったものと思われ縁端距離に着目した今回の実験では，突起の変位

る.
骨材の浮き

45°方向のひび割れ

Case-145°方向のひび割れ

45°方向のひび割れ

Case-2Case-3図-4 切断面の状況© Japan Society of Civil Engineers

V-43
103

45°方向のひび割れ

Case-4

V-44

令和元年度土木学会全国大会第 74 回年次学術講演会

水平力分担構造に対する水平力載荷実験 ―本体鉄筋量と補強鉄筋量に着目したケース―(一財)阪神高速道路技術センター

正会員 ○大八木 亮，服部匡洋，前川和彦

阪神高速道路(株)

正会員

篠原聖二

九州工業大学正会員

幸左賢二

1. はじめに橋座部が RC 構造で構成された下部構造のうち，落橋防止装置や横変位拘束構造に代表される水平力分担構
造は，押し抜きせん断力についての評価方法が確立されていない．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実施したが，本稿では，そのうち本体鉄筋量と補強鉄筋量に着目したケースについて述べる．
2. 実験の概要
実験は大阪工業大学八幡実験場にて実施した．模型供試体は実物大相当で，2 ケースを 1
供試体で兼用する構造とし，コンクリートは
σck=18N/mm2，鉄筋は SD345 を使用した．図-1 に載荷試験の概要を示す．載荷試験は，供図-1 載荷試験概要

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，水平方向に設置した油圧ジャッキで，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．実験ケースを表-1 に示す．全12 ケース実施した実験のうち，本稿では本体鉄筋量に着目した
Case-5～Case-8，補強鉄筋量に着目した Case-9～Case-12 の計 8 ケースについて述べる．また，参考として基準ケースの Case-2 についても併記している．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

表-1 実験ケース
実験
ケース
Case-2Case-5Case-6Case-7
Case-8Case-9Case-10Case-11
Case-12

本体補強
備考
鉄筋径 鉄筋径
D16
基準ケース
D13
本体鉄筋径に着目
D19
D22
D25
D16
D16 アンカー＋鋼板補強
D16
D19 アンカー鉄筋径に着目
D16
D22
D16
D25

600

600

向沿いに切断し，破壊面の観察をおこなった． 500

500

3. 実験結果および考察

400

図-2 に水平力－水平変位関係の包絡線を示す．Case-5，6，7 に着目すると，最大荷重は
Case-5 で 336kN，Case-7 で 486kN となり，本300ても低い結果となった．Case-9，10，12 に着
目すると，最大荷重はそれぞれ，503kN，546kN，Case-5Case-2Case-6Case-7
Case-8200
100

体鉄筋量と最大荷重の大小関係が一致したが， 0
Case-8（412kN）は Case-6（433kN）と比較し水平力(kN)

水平力(kN)

400

0

10

20
30
40
水平変位(mm)300
Case-9Case-2Case-10Case-11
Case-12

200
100

50

60

0

0

10

20
30
40
水平変位(mm)5060(a) Case-5～Case-8(b)Case-9～Case-12
図-2 水平力－水平変位関係

596kN であり，鉄筋量と大小関係が一致した．一方で，Case-11 は最大荷重が 511kN となり，Case-10 と比べて大小関係が逆転した．いずれのケースにおいても，Case-2（無補強のケース）と比較すると，60～150kN 程度，最大荷重が大きくなり，一定程度の補強効果が見られた．
キーワード：RC 構造物，落橋防止システム，実物大実験，耐荷力評価，耐震補強，鉄筋量
連絡先：（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 丁目 5 番 7 号 TEL:06-6244-6060© Japan Society of Civil Engineers

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104

2. 2019 年度の発表論文
V-44

令和元年度土木学会全国大会第 74 回年次学術講演会

本体鉄筋量，
補強鉄筋量に着目したケースでそれぞれ最大となった Case-7，
12 と Case-2 について最大荷重時の鉄筋ひずみ量を比較した．鉄筋方向の定義を図-3 に，結果を表-2 に示す．表は鉄筋毎に複数箇所計測した中の最大値を表記した．結果，Case-2 は上面で降伏したのに対し，Case-7 では軸方向，
横方向ともひずみ量が小さくなり，Case-12 では鉄筋の降伏が見られなかった．よって，鋼材量を増加させると鉄筋ひずみ量は低下すること，および，鉄筋が降伏に至るまでに最大荷重を迎える可能性もあることが図-3 鉄筋方向の定義

表-2 最大荷重時の鉄筋ひずみ示唆された．

鉄筋ひずみ(最大荷重) 単位：μ
軸方向
横方向

次に，最大荷重時と試験終了時における部位毎の損傷状況をCase-2，7，12 に対してまとめたものを表-3 に示す．最大荷重時

突起

上面

前面

上面

前面

Case-2

2990

1912

3082

1611

1707

Case-7

1992

338

1192

540

2565

614

614

1220

654

992

点について着目すると，破壊面を形成する中程度の損傷箇所は， Case-12
Case-2 に比べ，Case-7 は減少し，Case-12 では突起本体以外に目※降伏ひずみ：2000μ（材料試験結果より）立った損傷が見られなかった．Case-2，7 については載荷試験終表-3 部位毎の損傷状況

了時点まで，ひび割れ幅，長さ等のCase-2

拡大は見られたものの，程度の大きな剥落等の損傷は見られず，同様の傾向が続いた．Case-12 は，コンク
リートブロック部については載荷試験終了時点までかぶり部の一部
で角欠けが生じた以外に目立った

コ
ブン
ロク
ッリ
クー
ト
突
起

上
面
前
面

Case-7

Case-12

最大荷重

試験終了時

最大荷重

試験終了時

最大荷重

試験終了時

突起背面

軽微

軽微

軽微

軽微

軽微

軽微

アンカー付近

中程度

中程度

中程度

中程度

軽微

軽微

かぶり部

中程度

中程度

中程度

中程度

軽微

中程度

突起近傍

中程度

中程度

軽微

軽微

軽微

軽微

突起遠方

中程度

中程度

中程度

中程度

軽微

軽微

突起本体

軽微

軽微

軽微

中程度

中程度

損傷大

突起打継部

軽微

中程度

軽微

中程度

軽微

中程度

損傷は見られず，突起部の損傷が拡大して突起全体にひび割れ，コンクリート片の剥落が生じた．
Case-2，7，12 における突起中心位置加力方向の切断面を写真-1 に示す．コンクリートブロック部では，最背面アンカー鉄筋沿いのひび割れ，最背面アンカー鉄筋下端より背面 45 度方向のひび割れ，アンカー鉄筋下
端沿いのひび割れ，が 3 ケースに共通した損傷であった．ただし，損傷の程度は Case-2 が最も大きく，Case-12
が最も軽微であった．また，Case-2，7，12 とも前面かぶり部において軸筋沿いのひび割れが発生したが，Case-2
では部材高さ全体に発生していたのに対し，Case-12 では上縁より鋼板接着部分程度に留まっていた．一方，突起部では，Case-2 は背面側打継部付近に損傷が見られるものの概ね軽微であり，対して，Case-12 においては，骨材の浮きが見られるなどの著しい損傷が確認できた．

アンカー筋沿い

45 度方向アンカー筋下端沿い(a) Case-2 突起中心(b) Case-7 突起中心
写真-1 切断面状況(c) Case-12 突起中心

4. まとめ
水平力分担構造の載荷試験の結果，以下のことがわかった．①最大荷重時点での損傷（ひび割れ）は比較的軽微であり，鋼材量が多い場合は，鉄筋が降伏ひずみに到達しないケースもある．②本体鉄筋量は，最大耐力に対する感度が小さい一方で，最大耐力時における本体鉄筋のひずみ量に対しては感度がある．③アンカーと鋼板を供試体前面に設置した補強により最大耐力の増加は確認でき，本体鉄筋のひずみ量を抑える効果がある．
© Japan Society of Civil Engineers

V-44
105

阪神高速道路第 51 回技術研究発表会論文集

広域道路ネットワークの地震被害シミュレーシ
ョンの精度検証に関する検討服部匡洋1・大石秀雄2・篠原聖二3
1(一財)阪神高速道路技術センター調査研究部調査研究第一課
2 (一財)阪神高速道路技術センター調査研究部
3 技術部技術推進室

要約
阪神高速では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おり，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．本年度は昨年度モデル化した湾岸線に加え，神戸線，東大阪線，大阪港線をモデル化を行い，より広域の地震応答
シミュレーションが可能になった．本研究はその広域道路ネットワークの地震応答シミュレーションの精度検証に向けて1995年阪神淡路大震災の再現を試みたものである．

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，兵庫県南部地震

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)～3)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．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検討として，図-1に示す通り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，地震発生後の耐荷力や走行性評価の可能性を示したが，そのシミュレーション精度には課題が残っていた2)．
そこで，本年度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昨年度モデル化
した湾岸線に加え，神戸線，東大阪線，大阪港線

106のモデル化を行うとともに，広域道路ネットワー
ク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4)～8)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．また，阪神高速では兵庫県南部地震以降RC橋
脚の鋼板巻立て補強をはじめとする耐震補強が実施されている．このような耐震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を作用させたときの下部構造の被災度の低減効果に関する検証を行った．

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

2. 2019 年度の発表論文（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に示す深層地盤応答解析は野津の再現解析9)で用いた山田の特性化震源モデル(神戸側部分)10)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地震の強震度予測手法（「レシピ」）修正版」に準拠して決定した．表-2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．

２．地震被害シミュレーションの方法
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．

３．解析モデルの構築
現段階の解析手法及び解析モデルを表-1に示す．

（2）表層地盤応答解析モデル
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11)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，文献12)の比較検討の結果をもとに，「最近STEP3：構造物応答解析

STEP2：表層地盤応答解析

図-3

STEP1：深層地盤応答解析

図-2
表-1

兵庫県南部地震震源モデル

地震被害シミュレーションの方法

各ステップの解析手法及び解析モデル（a）解析手法

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

図-4

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))

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

断層名

ｱｽﾍﾟﾘﾃｨ1

南西端位置（b）解析モデル
上部構造

想定する破壊開始点及びアスペリティ

線形はりモデルｱｽﾍﾟﾘﾃｨ2

ｱｽﾍﾟﾘﾃｨ4

34.616700

34.635673

34.688183

135.029400

135.059231

135.188025

平均走向角 θ(°)

N53E

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

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）

断層面積 S(km )S-Rモデル

断層上端深さ Z0(km)

3.0

3.0

3.0

地震モーメント(N・m)

3.40E+17

1.30E+18

2.30E+18

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

断層幅 W(km)基礎ばね

2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

107

4.8

6.4

8

23

51

102

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)．
（3）構造物応答解析モデル
図-5に解析モデルの一例を示す．昨年度作成した湾岸線に加え，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った．構造物
モデルの総延長は約120kmとなり，総延長の約60％のモデル構築が完了している．
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(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してモデル化した．また，図-6に示す通り，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，モデルに組み込むこととした．

４．兵庫県南部地震の再現シミュレーション
兵庫県南部地震の再現シミュレーション結果について以降に示す．なお，本稿に示す広域道路ネットワークシミュレーションは現時点で研究段階にあり，今後解析モデルの広域化・高精度化とともに解析結果の精度検証を行っていくものである．
（1）深層地盤応答解析
図-7に再現解析より得られた基盤波の最大加速度分布を示す．兵庫県南部地震の震源域に近い神戸線や湾岸線近傍で最大加速度が発生していることが確認される．
（2）表層地盤応答解析
図-8に各橋脚位置における地表面波の最大加速度分布を，図-9には路線毎の基盤波及び地表面波分布を示す．神戸線では全域に渡り大きな地表面
加速度が発生しており，構造物の被災状況を踏まえた兵庫県南部地震の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（a）阿波座カーブ付近（b）天保山JCT付近
図-5 構造物モデルの一例
表-3
断面

図-6

橋脚断面グルーピング

材質

形状

橋脚幅

被災したピルツ橋脚と現況構造

モデル化

グループ
グループ①
グループ②
グループ③

3m
鋼材

グループ④

矩形

5m
円形

グループ⑤

3m
矩形

グループ⑦

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⑬

4m
5m

コンクリート

グループ⑩
グループ⑪

－
2m

グループ⑥

グループ⑧

4m

4m
6m

橋台

図-7

線形はり

108

兵庫県南部地震再現での基盤波最大加速度

2. 2019 年度の発表論文

地表面波（並進 RSS）

基盤波（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
最大加速度(gal)
1000
500
0

湾岸線
神戸線
大阪港・東大阪線

湾岸線
神戸線
大阪港・東大阪線（a）基盤波図-8（b）地表面波
橋脚位置における地表面波の最大加速度分布

神戸線

湾岸線

2,000
最大加速度 (gal)

1,000
0

10
基盤波

20

30

40

50
距離 (km)

地表面波（b）湾岸線
橋脚位置における地表面波の最大加速度分布

1000

1000
フーリエスペクトル (gal･s)

フーリエスペクトル (gal･s)

南

0

2,000
1,000
0

りんくうＪＣＴ
泉佐野南

泉佐野北

貝塚

岸和田南

岸和田北

泉 大津

助松・助 松ＪＣ Ｔ

高石
浜寺

石津

出島

大浜

三 宝 ＪＣ Ｔ

北並進RSS

距離 (km)（a）神戸線
図-9

南港南
南港中

40

南港北

35

天保山Ｊ Ｃ Ｔ30

北 港 ＪＣ Ｔ

25

中島

20

尼崎東海 岸
尼崎末広

15

地表面波

鳴尾浜

10

甲子園浜

5
基盤波

西宮浜

0

南芦屋浜

東

並進RSS

深江浜

住吉浜
魚崎浜
六甲アイ ランド北

海老江

西長堀大
中之島西

尼崎東

姫島
大和田

武庫川

尼崎西

西宮ＩＣ

芦屋

西宮西

深江

魚崎

摩耶

生田川

京橋

柳原

湊川

若宮

月見山

西

最大加速度 (gal)

最大加速度(gal)
1000
500
0

100

10

1

0.1
0.1
LG

1
TG

周期

(s)

100

10

1

0.1
0.1

10

UD

LG

1
TG

周期

(s)

10

UD

（a）観測記録（b）再現解析
図-10 東神戸大橋における観測記録と再現解析のフーリエスペクトルの比較

1000galを超えるような大きな地表面加速度が生じた．また，湾岸線でも中島ランプより西側で最大600gal程度の地表面波が生じる箇所が複数あった．
図-10に兵庫県南部地震発生時に東神戸大橋で観測された地表面波と今回の地震応答シミュレーシ
ョンにより得られた地表面波のフーリエスペクト
ルの比較を示す．観測記録の特徴として周期2.5～3秒付近の成分が卓越しているが，再現した地表面
波ではその周期成分が小さい．この原因として，

東神戸大橋では兵庫県南部地震時に液状化の発生が確認されていること，深層地盤応答解析で使用した統計的グリーン関数法では長周期成分を考慮できないことが考えられる．深層地盤応答解析において長周期成分を考慮できる波数積分法等と組み合わせたハイブリッド法を適用する，または表層地盤応答解析において液状化の影響を評価できる解析手法を採用するなど，地震動の更なる精度向上のため引き続き検討を進める予定である．

109

（3）構造物応答解析
図-11に神戸線における下部構造の被災度分布の比較を示す．ここで，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を示す．また，被災再現解析では表-4に示す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．倒壊したことから被害調査においてAs判定に区分されたピルツ区間に着目すると，図-12より被災再現解析でもピルツ区間の全区間ではないがAs判定に区分されることを確認した．このとき，ピルツ区間の橋脚は橋脚に生じる最大せん断力がせん断耐力を上回る，すなわちせん断破壊によりAs判定に区分されており，ピルツ橋脚の破壊形態についても概ね対応したことがわかる．
図-13には神戸線の全ての下部構造を対象とし被災度判定を行い，各判定区分に分類され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結果となった．表-2よりその他

耐荷力ランク判定(被害調査結果)

被害調査結果の損傷ランクについても橋脚基数の分布が概ね整合していることから，地震動の再現性，被災度判定のための閾値の方針等課題は残るものの，一定の再現性があることを確認した．

５．耐震補強効果の検証
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を作用させた．
図-14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，耐震補強による被災度の低減効果が確認された．

As
A
B
C
D

ピルツ区間

18

18.5

19

19.5

20

20.5

21

21.5

ピルツ区間
耐荷力ランク判定(解析結果)

被災再現解析

22
距離 (km)

As
A
B
C
D
18

図-11

神戸線における被災度分布の比較

表-4
被災度
As

A

18.5

19

19.5

20

20.5

21

21.5

22
距離 (km)

図-12ピルツ区間周辺における被災度分布の比較

地震被害シミュレーションでの耐荷力被災度判定方針

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るかどうか

軸方向鉄筋引張ひずみ最大値

柱がせん断耐力を超えるかどうか

せん断力最大値

きれつ、座屈、鉄筋の破断等の損傷、または変形がおおきなもの

B

鋼材の座屈や部材の変形が部分的にみられるもの
鉄筋の一部の破断やはらみだしおよび部分的なかぶりコンクリートの剥離やきれつがみられるもの

軸方向鉄筋がはらみ出すかどうか
かぶりコンクリートが剥落するかどうか

軸方向鉄筋引張ひずみ最大値
かぶりCon.圧縮ひずみ最大値

C

鋼材の座屈や変形が局部的かつ軽微なもの
ひびわれの発生や局所的なかぶりコンクリートの剥離がみられるもの

軸方向鉄筋がはらみ出すかどうか
かぶりコンクリートが剥落するかどうか

軸方向鉄筋引張ひずみ最大値
かぶりCon.圧縮ひずみ最大値

D

損傷がないか、あっても耐荷力に影響のないきわめて軽微なもの

軸方向鉄筋が許容ひずみを満足するかどうか

軸方向鉄筋引張ひずみ最大値

As

96
72

A

1
80

2

B

95

225
245

C

566

D

398
0

図-13

110

神戸線
（下部構造）

200

400

解析結果

被害調査結果600

耐荷力被災度評価

2. 2019 年度の発表論文

耐震補強前（a）耐震補強前
図-14

耐震補強後

（b）耐震補強後
神戸線における被災度分布の比較

６．まとめ

4)

冨健一, 許佳奕, 服部匡洋, 馬越一也, 篠原聖二：ケー
ソン基礎を有する鋼単純合成鈑桁における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.
5)
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.
6) 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.
7)
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.
8)
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.
9)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．
10) 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．
11) 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
12) 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.742750，2014.

広域道路ネットワークの地震応答シミュレーシ
ョンにより兵庫県南部地震の再現解析を試みた結果，地震動の再現性や被災度判定のための閾値の方針等の課題は残るが，構造物の被災度評価の一定の再現性を確認することができた．また，兵庫
県南部地震の地震動を耐震補強前後のそれぞれの構造に対し作用させた構造物応答解析を実施し，耐震補強による下部構造の被災度の低減効果について確認した．
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が，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た地震動の再現性を向上させるための検討を進める予定である．

参考文献
1)

2)

3)

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，
地震工学研究発表会，2017.
服部匡洋，安藤高士，大石秀雄，馬越一也，中村真貴，篠原聖二，高田佳彦，西岡勉：広域道路ネット
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ネッ
トワークモデルの地震応答シミュレーション，第15回日本地震工学シンポジウム，2018.

111

阪神高速道路第 51 回技術研究発表会論文集

水平力分担構造等の定着部を対象とした
水平力載荷実験前川和彦1・服部匡洋1・篠原聖二2
1(一財)阪神高速道路技術センター調査研究部調査研究第一課
2 技術部技術推進室

要約
既設構造物に対して耐震補強対策として落橋防止構造（変位拘束突起）を設置する際に，既に支承や桁が存在するため，突起を縁端近くに設置せざるを得ない場合がある．縁端近くに設置すれば，固定ア
ンカー，突起端部の縁端までの距離が短いため，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ある．実際に，2016年熊本地震では押し抜きせん断による破壊が生じたと思われる事例が確認されている．そこで，落橋防止構造を設置するにあたり，押し抜きせん断に対する照査を実施する必要があることから，既存の照査式の適用性の検証し，照査方法の提案を行うことを目的として，縁端距離等をパラメータとした実験を行った．

キーワード: RC構造物，落橋防止システム，実物大実験，耐荷力評価，耐震補強

１．検討背景・目的
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σck=18N/mm2，
鉄筋はSD345を使用した．図-1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，下部工橋
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，横方向の変位制限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，水平方向に設置した油圧ジャッキで，供試体突起部に50kNを目安として繰返し漸増載荷を与えることにより実施した．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，既設構造物に対して耐震補強対策として落橋防止構造または横変位拘束構造などの水平力分担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，水平力分担構造
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 や
2016年熊本地震等では横変位拘束構造が押し抜き
せん断破壊したと思われる損傷が確認された．
これらの被災事例より，縁端近くに設置される
水平力分担構造では，水平力分担構造自体のせん
断破壊と水平力分担構造周りの押し抜きせん断破壊の2つの損傷メカニズムが考えられ，水平力分担構造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，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．
本検討では，縁端距離等をパラメータとした実験を行い，既存の照査式の適用性の検証，新たな照査式（方法）の提案を行うことを念頭に，供試
体載荷試験を実施した．

図-1

２．実験概要112

載荷試験概要2. 2019 年度の発表論文

表-1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．

実験ケース

突起位置（mm）
実験ケース

帯鉄筋径φ

縁端～
突起前面

縁端～
最後列アンカー

Case-1

0

250

D16

Case-2

50

300

D16

Case-3

100

350

D16

Case-4

150

400

D16

３．実験結果(1) 損傷状況
図-2にひび割れ状況図を示す．
a）Case-1
Case-1では，水平力150kN(水平変位0.6mm)で突

突起中心部を加力方向沿いに切断し，破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

図-2

ひび割れ状況図

113

(2) 水平荷重－水平変位関係
図-3に水平力－水平変位関係の包絡線を示す．
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

600

Case-1Case-2500

Case-3水平力(kN)起とコンクリートブロックの界面でひび割れが発
生し，供試体上面の短辺側では突起の最後列アンカー付近から45度方向に，長辺側では45度より大きな角度を有するひび割れが発生した．その後上
面ひび割れがコンクリートブロック前面側へ向かって進展し，200kN(水平変位1.2mm)ではコンクリ
ートブロック前面にひび割れが到達した．最大荷重を迎えたのち，水平変位20mmにおいて上面では45度方向のひび割れが，前面ではハの字型のひび割れが大きく開口し始めた．水平変位25mmで前面
側コンクリートが一部剥落し急激な耐力低下が生じた．
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430kN（水平変位8.1mm）では前面にもひび割れが生じた．水平変位12.9mmで最大荷重を迎えたのち，上面の45度方向のひび割れ及び前面のハの字型のひび割れが大きく開口したが，コンクリ
ートの剥落は生じず急激な耐力低下は見られなかった．
c）Case-3
Case-3では，水平力251kN（水平変位0.8mm）で突起とコンクリートブロックの界面からひび割れが発生し，コンクリートブロック上面では短辺側，長辺側ともに突起の最後列アンカー鉄筋付近から45度より大きな角度を有するひび割れが発生した．
401kN（水平変位2.3mm）では前面側にハの字型のひび割れが発生し，508kN（水平変位7.0mm）で最大荷重に達した．その後水平力の低下に伴い上面側のひび割れが特に大きく開口したが，コンクリ
ートの剥落は生じなかった．
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．

Case-4

400
300
200
100
0
0

10

20

30

40

図-3

60

70

水平力-水平変位関係

d
d1

加力方向
突起部

h
d2

コンクリートブロック
d1：突起変位(mm)d/h：回転角(度)図-4

突起の回転角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．
(3) 突起変位及び回転角
突起が回転しているか，せん断変形のように加力方向と水平に変形するかなどを検討するために，突起の水平変位と回転角について計測した．具体的には図-4に示す突起頂部と突起底部の相対変位dを突起高さhで除することにより突起回転角を求め，
突起頂部水平変位d1との関係をプロットした（図5）．Case-2～4においては，全体，初期状態ともほぼ同様の回転角度を示し，最大耐力以後にやや回 転 が 卓 越 し て い 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を示す結果となった．
(4) 鉄筋ひずみ
各ケースの最大荷重時の鉄筋ひずみについて，
上面鉄筋では降伏ひずみに達したものがあったが，前面鉄筋では降伏ひずみに達したものはなかった．
(5) 切断による破壊面の観察

114

50

水平変位(mm)

2. 2019 年度の発表論文

5.0

Case-1Case-2Case-3Case-44.5

突起回転角(度)

4.0
3.5
3.0
2.5
2.0
1.5
1.0
0.5
0.0
0

図-5

10

20
30
40
水平変位(mm)50
ひび割れ

突起変位（水平変位）と回転角

枠囲み：変形ない場合の鉄筋形状載荷試験終了後に，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．
写真-1に切断面の状況を示す．
いずれのケースでも，背面側に45度方向のひび割れ（①）が見られるが，写真-2に示す突起アン
カー鉄筋状況と合わせて確認すると，45度損傷面
は最背面側の突起アンカー鉄筋の先端部にほぼ接していた．
Case-1では，突起背面側付根部よりやや鉛直方
向寄りにひび割れが生じ，損傷部分の骨材に浮きが生じ，土砂化のような損傷を生じていた．前面側においては帯鉄筋位置にて鉛直方向に帯鉄筋をつなぐようにひび割れていた（②）．また，前面
かぶりコンクリートでは，突起アンカー鉄筋定着範囲の下方，かぶり厚さの半分程度のところで鉛直方向にひび割れが発生した（③）．
Case-2～Case-4は，突起前面側の付根部より，45度よりもやや鉛直方向に，かぶりコンクリートが剥落するようなひび割れが生じた（④）．また，背面側から45度方向のひび割れは，最背面側の突
起アンカー鉄筋の中間部からも生じていた（⑤）．
前面側の帯鉄筋を鉛直方向につなぐひび割れは，
Case-2，Case-3と縁端距離が離れるにつれて損傷

骨材の浮き

写真-2

突起アンカー鉄筋状況（Case-1）

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（⑥）．
突起アンカー鉄筋の変形に着目すると，Case-1（写真-2），Case-2では背面側の鉄筋において曲げ変形の傾向が顕著であり，Case-3では変形が小さく，Case-4では変形が見られなかった．

４．おわりに
縁端距離に着目した今回の実験では，突起の変位や回転角，あるいは切断面の状況から，縁端距離により破壊形状の違いが見られ，縁端距離を確保しないCase-1ではせん断変形の傾向が見られた．
また，橋座上面の突起背面側のアンカー付近から斜め45度方向にひび割れが発生，進展したのち，そのひび割れが橋座前面に到達し，上面ひび割れ
が大きく開口するのが確認された．このため，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，それに伴い最大耐力が大きくなったものと思われる．

④
②

①

④

⑤

⑤
②

⑤

②
①

①

①

③

Case-1④⑥

Case-2
写真-1

Case-3切断面の状況

115

Case-4

2-5. 舗 装

V-425

令和元年度土木学会全国大会第 74 回年次学術講演会

阪神高速道路の鋼床版上舗装に発生する損傷について（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  松下 麗菜
１．はじめに 都市内高速道路である阪神高速道路は路線全体の 8 割を橋面舗装が占めている．橋面舗装は，コンクリート床版上
舗装と鋼床版上舗装に大別されるが，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 1)，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．本検討では，鋼床版上舗装に発生した損傷を分

写真-損傷の確認（左）舗装厚さの確認（右）㻌
表- 日常点検結果の分析条件㻌

析することで，現状の損傷状態を把握し，鋼床版上舗装に発生する損傷を抑制する方法を検討することとした．

項目内容

２．損傷分析方法

分析期間 2006年7月1日～2018年5月7日

 分析には，現状の鋼床版上舗装に発生している損傷状態

路線名

湾岸線（約700径間）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

分析内容

・損傷種類と損傷数との関係
・基層の経過年数と深さ40mm以上の損傷数との関係

装の点検（日常点検）の結果を用いた．さらに舗装補修工

わだち
掘れ


盛り上がり


事の際に撮影された写真より，損傷が発生した位置や損傷発生箇所の舗装厚を読み取り，分析に用いた（写真）
．

はく離


３．日常点検結果による分析
 日常点検結果の分析条件を表 に，鋼床版上舗装に発生

ひび
割れ


した代表的な損傷種類と損傷数を整理した結果を図 に示す．日常点検で発見される損傷種類はポットホールが最も多く，次にひび割れの順となった．このような結果となった要因として，日常点検では安全走行上において問題と損傷種類なる損傷であるポットホールが重点的に記録されている

損傷数

認した．
次に，基層施工後の経過年数と損傷深さ 40mm 以上の基
層グース As 混合物に損傷が認められた数との関係を図に示す．基層の経過年数に応じて，損傷深さ 40mm 以上の損傷数（深さP以上）

た，本分析結果は既往の分析結果 1)と同様であることを確

ひび
盛り上 わだち
はく離
割れ
がり
掘れ





図- 損傷種類と損傷数㻌ものと推察され，わだち掘れについては安全走行上問題となる損傷が日常点検では少なかったことが考えられる．ま

ポット
ホール


ポットホール










損傷数は増加する傾向を示し，概ね 20 年程度でピークを              

迎え，その後は損傷数が減少していることが確認できる．

基層経過年数 年）

これは，ピーク以降では舗装が打ち替えられ，結果として

図- 基層の経過年数と深さ PP 以上の損傷数㻌

分析対象の母数が減っていることが影響していると考えられる．
 キーワード 鋼床版上舗装，損傷分析，ひび割れ，わだち掘れ，ポットホール 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
© Japan Society of Civil Engineers

V-425
118

2. 2019 年度の発表論文
V-425

令和元年度土木学会全国大会第 74 回年次学術講演会

表-舗装補修工事写真の分析条件

４．舗装補修工事写真による分析 舗装補修工事写真より詳細な損傷分析を実施した．分析条
件を表 に示す．舗装補修工事で整理されている路面状況写
真から損傷状況を集計した結果を図 に示す．舗装補修時の際に撮影された写真では，全体の 7 割がひび割れ，2 割がポットホールとなっており，この 2 項目で全体の 9 割を占めて

項目

内容

評価項目

舗装補修前後の路面状況

対象路線

湾岸線（150箇所）

分析範囲

2016年4月～6月、2017年7月～10月

分析内容

・損傷状況（ポットホール、ひび割れ）
・損傷発生位置（車輪走行位置、添接部）・損傷個所の舗装厚さ確認（出来形より）
わだち掘れ


いる．日常点検結果ではポットホールの数がひび割れよりも多い結果であったが，舗装補修工事写真による分析では異なる傾向を示した．次に，損傷発生位置について，車輪通過位
置や鋼床版デッキプレートの現場添接部の有無に着目して整

その他


ズレ

ポットホール

ひび割れ


理した結果を図 に示す．補修箇所全体の 77%が車輪走行位置で発生していること，さらに，31%が添接部付近の損傷であることが確認された．鋼床版デッキプレートの中には，添接部を有さないものもあることから，添接部が損傷の発生へ与える影響は大きいと考えられる．最後に，損傷箇所における舗装厚を整理した結果を図 に示す．阪神高速道路におけ

図 舗装補修時の損傷状況集計（約  箇所）車輪走行位置の有無
非わだち部


る鋼床版上舗装の設計舗装厚は 2 層合計で 80mm
（表層 40mm，る割合は，非わだち部では 32%，わだち部では 15%，添接部置を考慮していないため，添接部の頂上における舗装のかぶり厚はさらに薄いと考えられる．舗装厚が薄い要因として，
アスファルト混合物の流動や圧密沈下等の影響が考えられる

添接部


図- 損傷発生位置の確認
舗 装厚さ の確 認（非 わだち 部）
PP

PP


が，損傷が発生した箇所の舗装厚は設計舗装厚に対して薄いことが確認された．図 に示す日常点検結果におけるわだち

一般部


わだち部


基層 40mm）であるが，舗装補修箇所で設計舗装厚を満足す
付近では 22%であった．今回測定した舗装厚さは添接部の位

添接部の有無

PP


PP

PP


PP


舗 装厚さ の確 認（わ だち部 ）
PP
PP
PP 


PP
PP
 PP


PP

PP


掘れ損傷数は少ない結果であったが，ひび割れやポットホールは車両の通行に伴うわだち掘れで，舗装厚が薄くなっている箇所で主に発生していることが確認できた．これは，わだ
ち掘れにより雨水が滞水することで発生するポットホールや，舗装厚さが薄くなることで発生する疲労ひび割れ等，わだち
掘れに起因した損傷が発生しているものと推察できる．
５．分析結果のまとめ，および損傷抑制方法について
 以上の損傷分析結果より，鋼床版上舗装には，添接部等の舗 装厚さ の確 認（添 接部）
PP

PP


PP


PP


PP

PP

PP


図 補修箇所における舗装厚の確認

鋼床版構造に起因したひび割れやわだち掘れに起因したひび割れが発生している可能性が示唆されたことか
ら，現在使用しているアスファルト混合物に現状以上の耐流動性，ひび割れ抵抗性を求めることで舗装に発生する損傷が抑制できると考えられる．阪神高速道路では耐久性や耐流動性に優れたポリマー改質アスファルト
高耐久 + 型を使用したポーラスアスファルト混合物を採用するなど，表層混合物につい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を実施していないのが現状である．今後は耐流動性，ひび割れ抵抗性に優れ長期耐久性を有するグースアスファルト混合物の実用化に向けた検討が必要であると考えている．
参考文献  久利ほか：阪神高速道路における舗装損傷に関する考察，土木学会第  回年次学術講演会， 年  月© Japan Society of Civil Engineers

V-425
119

阪神高速道路第  回技術研究発表会論文集


鋼床版上舗装の損傷分析に関する検討
神下竜三1・青木康素2・松下麗菜2
1 （一財）阪神高速道路技術センター調査研究部調査研究第一課
2 技術部技術推進室

要約
阪神高速道路の鋼床版上舗装に発生する損傷は，コンクリート系床版上舗装に発生する損傷よりも多いことが明らかとなっており，補修工事にかかる手間やコストのみならず，交通規制に伴う道路利用者へ与える影響は大きい．本検討では，鋼床版上舗装に発生した損傷を分析することによって，鋼床版上舗装の現状を把握し，現在使用されている表層混合物の耐久性を評価した．
損傷分析の結果，表層に使用されている高耐久材料は，従来の材料よりも損傷が少ないことを確認した．また，鋼床版上舗装に発生する損傷を抑制するためには，表基層一体の耐流動性を現状以上に向上させる必要があることが明らかとなった．

キーワード: 鋼床版上舗装，損傷分析，耐流動性，わだち掘れ，ひび割れ率

ほか，舗装補修には工事規制が必要となり，道路利用者へ与える影響は大きい．
本検討では，鋼床版上舗装に発生した損傷を分
 阪神高速道路は都市内高速道路であることから析することによって，鋼床版上舗装の現状を把握
路線全体の8割を高架橋が占めており，中でも湾岸
し，かつ現在使用されている表層混合物の耐久性
線の橋梁舗装は，そのほとんどが鋼床版上舗装でを評価することで，鋼床版上舗装に発生する損傷ある．
を抑制する方法を検討することとした．
鋼床版はコンクリート床版と比較して剛性が低く，交通荷重によってたわみ易いこと，床版を連結する高力ボルトによる凹凸が存在すること1)等から，鋼床版上舗装の基層にはたわみ追従性が高く， ２．鋼床版上舗装の現状把握
流し込みで施工可能な混合物で凹凸部へも容易に

充填できるグースアスファルト混合物が採用され
鋼床版上舗装の現状を把握するため，保全情報ている．
管理システムに保存されている定期点検結果，日
グースアスファルト混合物はコンクリート床版
常点検結果を用いて損傷を分析した．さらに，現の基層に使用されている密粒度アスファルト混合場で発生している損傷の実態を把握するために舗物と比較すると動的安定度が低く，わだち掘れ抵装補修工事写真を整理した．対象路線は鋼床版の抗性が低い混合物である．
資産数が多い湾岸線とした．
表層混合物については，道路騒音低減を目的としてポーラスアスファルト混合物が採用されてい 定期点検結果を用いた損傷分析
るが，長期供用後にポットホールやはく離，わだD 分析の概要
ち掘れ，ひび割れ等の損傷が発生していることか 定期点検結果を用いた損傷分析条件を表に示ら，これらの損傷を抑制する目的で，従来のポリす．
マー改質アスファルトH型（以下，改質H型）の耐表 定期点検の分析条件
久性を改善したポリマー改質アスファルト高耐久H

１．はじめに型（以下，高耐久H型）が開発され，平成18年度に両者の耐久性を検証する試験施工を実施した．現在の設計基準 第3部第4編舗装2)では長期耐久性が望まれる場合には改質H型に替えて高耐久H型を採用してもよいと規定されている．
舗装に損傷が発生すると，安全走行上の問題の


120

項目
評価項目
表層混合物の種類
路線名

内容
ひび割れ率、わだち掘れ量
密粒度As混合物、排水性As混合物
湾岸線（約700径間）

基層の経過年数の考え方

表基ともに打換えしてから、定期点検を実施した年まで

2. 2019 年度の発表論文
 表 舗装の損傷判定基準 

2.



判定区分
$

最大わだち
掘れ量（mm)20以 上

累計ひび割れ率
（％）

15以 上

%

&



2.

20未 満 ～
10以 上

10未 満 ～
3以 上

3未 満

15未 満 ～
5以 上

5未 満 ～
0以 上



損傷割合

点検項目





損傷ランク

分析１

密粒度As混合物

累計ひび割れ率

分析２

密粒度As混合物

最大わだち掘れ量

分析３

ポーラスAs混合物

累計ひび割れ率分析４

ポーラスAs混合物

最大わだち掘れ量







レーン数

% $














1年以上
4年未満

4年以上
7年未満

7年以上
10年未満

10年以上
13年未満

13年以上
16年未満































$
%
&
2.
合計

図 基層の経過年数に対する損傷ランクの推移
（分析１：密粒度$V，累計ひび割れ率）











損傷割合

測定項目の種類



&





表 分析区分
表層混合物の種類







経過年数

分析番号






2. &



%

$
















1年以上
4年以上
7年以上
10年以上
13年以上
 経過年数
4年未満
7年未満
10年未満
13年未満
16年未満

$





%






損傷ランク
&





レーン数
2.





合計







路面の定期点検では路面性状測定車によって舗装表面の損傷情報取得が行われている．得られた最大わだち掘れ量と累計ひび割れ率は表に示す
舗装の損傷判定基準により損傷ランク付けされ，舗装打換え時の判断材料として扱われている．
損傷分析は表層混合物の種類と測定項目で分けて整理した．分析区分を表に示す．基層混合物の経過年数に応じたひび割れ率とわだち掘れ量の推移を整理する際，舗装打換えを実施しておらず
極端に資産数が少ない年も存在することから，基層の経過年数については3年で1グループとして整理した．
E 分析結果
分析結果を図～に示す．各分析結果に共通することとして施工後の比較的早い段階で損傷が発生している．当該径間を対象に日常点検時の写真集から損傷が発生した原因の検証を試みたが，明確な原因を特定することはできなかった．材料や施工に起因する初期不良の可能性もあるが，合計資産数が少ないことに留意する必要がある．施工
後4年以降に関しては基層の経過年数に応じて損傷ランクが悪化する傾向を示した．
表の舗装の損傷判定基準をもとに整理すると，表層混合物の種類に関係なく，ひび割れ率よりもわだち掘れ量の方がAランクやBランク損傷が多い傾向にある．わだち掘れ量は密粒度アスファルト
混合物よりも，ポーラスアスファルト混合物のほうがAランクやBランク損傷数が多い結果となったが，これは空隙率低下に伴う圧密の影響を考慮する必要がある．さらに，両舗装とも基層にグース
アスファルト混合物を使用しているため，表層混合物のみに原因があるとはいえない点に留意する必要がある．
ひび割れ率についても同様に，基層のグースア
スファルト混合物の状態は考慮していない．グースアスファルト混合物は鋼床版の防水層を兼ねているため，土工部に発生するひび割れと同様に取り扱ってよいのか，検討の余地があるといえる．

図 基層の経過年数に対する損傷ランクの推移
（分析２：密粒度$V，最大わだち掘れ量）










損傷割合





経過年数

損傷ランク
レーン数




$
%
&
2.
合計

2. &


% $



















1年以上 年以上
4年以上 年以上
7年以上 年以上
10年以上 年以上
13年以上
年以上
4年未満 年未満
7年未満 年未満
10年未満 年未満
13年未満 年未満
16年未満
年未満































図 基層の経過年数に対する損傷ランクの推移
（分析３：ポーラス$V，累計ひび割れ率）


2.




損傷割合







損傷ランク
レーン数

$
%
&
2.
合計

$








経過年数

%









&






1年以上 年以上
4年以上 年以上
7年以上 年以上
10年以上 年以上
13年以上
年以上
4年未満 年未満
7年未満 年未満
10年未満 年未満
13年未満 年未満
16年未満
年未満































図 基層の経過年数に対する損傷ランクの推移
（分析４：ポーラス$V，最大わだち掘れ量）




121


表 日常点検の分析条件

項目
内容

 分析期間 2006年7月1日～2018年5月7日
 路線名 湾岸線（約700径間）
・損傷種類と損傷数との関係
分析内容 ・基層の経過年数と深さ40mm以上の損傷数との関係



 
損傷数
 
 
 
 


ポット ひび盛り上 わだち
はく離
ホール 割れがり
掘れ表 舗装補修工事写真分析条件
項目
評価項目

舗装補修前後の路面状況

対象路線

湾岸線（150箇所）

分析範囲

2016年4月～6月、2017年7月～10月

分析内容

・損傷状況（ポットホール、ひび割れ）
・損傷発生位置（車輪走行位置、添接部）・損傷個所の舗装厚さ確認（出来形より）


わだち掘れ



ズレ


 ポットホール







損傷数

損傷数（深さP以上）














内容

図 損傷形態と損傷数との関係




その他


ひび割れ


図 舗装補修時の損傷状況集計（約箇所）



車輪走行位置の有無



添接部の有無

非わだち部




添接部


わだち部



              
基層経過年数 年）

一般部


図 損傷発生位置の確認

図 基層の経過年数と損傷数との関係

 日常点検結果を用いた損傷分析
D 分析の概要
 鋼床版上舗装の日常点検時に発見された損傷に関する分析条件を表に示す．
E 分析結果（損傷形態と損傷数との関係）
 日常点検時に発見された損傷形態と損傷数を整理した結果を図に示す．日常点検で発見される損傷形態はポットホールが最も多く，次にひび割れの順となった．日常点検では安全走行上において問題となるポットホールやポットホールへ成長する可能性があるひび割れ等が重点的に記録されているものと推察される．わだち掘れに関しては，
定期点検ではAやBランク損傷が認められるものの，日常点検では損傷として報告される数は少なく，
安全走行上すぐに問題となる箇所が少ないものと考えられる．
F 分析結果（基層の経過年数と損傷数との関係）
基層の経過年数と損傷深さ40mm以上の基層グー
スAs混合物に損傷が認められる損傷数との関係を
図に示す．基層の経過年数に応じて，深さ40mm
以上の損傷数は増加する傾向を示し，概ね20年程
度でピークを迎え，その後は減少していることが確認できる．これは，ピーク以降では舗装が打ち替えられ，結果として分析対象の母数が減っていることが影響していると考えられる．
122

 舗装補修工事写真を使用した分析結果
D 分析の概要
日常点検結果の分析では，舗装表面の損傷写真のみであるため，損傷の具体的な状況が不明であった．そこで，維持工事での舗装補修工事写真を整理することにより，鋼床版上舗装に発生した損傷の詳細を確認した．分析条件を表に示す．
E 分析結果（舗装補修時の損傷状況）
舗装補修工事写真で整理されている路面状況写
真から路面の損傷状況を整理した結果を図に示す．舗装補修時の損傷は，全体の7割がひび割れ，
2割がポットホールとなっており，この2項目で全体の9割を占めている．日常点検結果ではポットホールの数がひび割れよりも多い結果であったが，舗装補修工事写真では逆の結果となった． F 分析結果（損傷発生位置の確認）
損傷が発生した位置について，車輪通過位置や添接部の有無に着目して整理した結果を図に示す．補修を伴う損傷の77%が車輪走行位置で発生していることがわかる．また，補修を伴う損傷の約30%が添接部付近の損傷であることも確認できた．
鋼床版デッキプレートの中には，添接部を有さないものもあることから，添接部が損傷の発生へ与える影響は大きいと考えられる．

2. 2019 年度の発表論文

舗 装厚さ の確 認（非 わだち 部）
舗 装厚さ の確 認（わ だち部 ）

PP
PP
PP
PP

PP 





PP
PP
PP


 PP
PP




PP
PP


PP
PP






舗 装厚さ の確 認（添 接部）
PPPP 


PP

PP



PP


PP


PP



図 補修箇所における舗装厚さの確認表 分析条件

項目
内容

鋼床版が採用されている全路線
 路線
 データの 2010年12月～2018年10月末
 抽出期間 （高耐久バインダの使用時期を考慮）
ポーラスAs舗装（H型、高耐久H型）

表層
密粒度As舗装（改質Ⅱ型、改質Ⅲ型）
 混合物
密粒度ギャップAs舗装（改質Ⅱ型、改質Ⅲ

型）
 基層
グースアスファルト舗装
 混合物
打換え方法 表基層共に打換え、表層のみ打換え
３．表層混合物の耐久性評価 現在，阪神高速道路の表層混合物にはポーラス
アスファルト混合物が標準として使用されているが，例外的に密粒度アスファルト混合物や密粒度
ギャップアスファルト混合物が使用されている．
さらに，近年では従来のバインダよりも高耐久であるポリマー改質アスファルト高耐久+型（以下，
高耐久+型）やポリマー改質アスファルトⅢ型（以下，改質Ⅲ型）が使用されるようになってきている．そこで，保全情報管理システムに保存されている日常点検結果を基に，表層混合物の耐久性について分析することにした．
 分析条件 分析条件を表に示す．日常点検結果から表層混合物の種類別，および打換え方法別で整理した．
データの期間は高耐久バインダの使用時期を考慮し，2010年以降とした．

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写真 損傷の確認（左）舗装厚さの確認（右）

G 分析結果（損傷箇所の舗装厚さ確認）
 損傷個所の舗装厚さを整理した結果を図に示す ． 鋼 床 版 上 舗 装 の 設 計 厚 さ は 2 層 合 計 で 80mm
（表層40mm，基層40mm）であるが，非わだち部の舗装厚さは全体の48%が70mm以下に，さらにわだち部の舗装厚さは，全体の70%以上が舗装厚さが70mm以下であった．全体の舗装厚さが薄い要因として，わだち掘れやアスファルト混合物の圧密沈
下などの影響も考えられるが，損傷が発生した箇所の舗装厚さは設計厚に対して薄い傾向にあることが確認できた．さらに添接部においても損傷の6割以上が厚さ70mm以下という結果であった．今回測定した舗装厚さは添接部の位置を考慮していな
いため，添接部の頂上付近の舗装厚はさらに薄いと考えられる．
 損傷分析結果のまとめ 舗装補修工事写真を用いた損傷分析により，鋼床版上舗装に発生する損傷は，わだち掘れ等で舗装厚さが薄い箇所に発生している傾向が明らかとなった．本検討の分析結果より，安全走行上問題となるポットホールの発生メカニズムをD とE のように推察した．
D わだち掘れによる疲労破壊抵抗性の低下
車輪走行部に発生するわだち掘れにより舗装厚さが薄くなり，アスファルト混合物の疲労破壊抵
抗性が低下し，ひび割れが発生，ひび割れが成長してポットホールが発生する．
E わだち掘れによる基層混合物表面の耐水
グースアスファルト混合物表面に発生したわだ
ち掘れ部に滞水することによって，表層のアスフ
ァルト混合物との付着が低下し，はく離が生じる
ことによりポットホールが発生する．







123


表 表層混合物の打換え方法別損傷分析結果
打換え方法
表層混合物名

表基層共に打換え
ポーラスAs
混合物

密粒度As
混合物

表層のみ打換え
密粒度ギャップ
As混合物

ポーラスAs
混合物

密粒度As
混合物

密粒度ギャップ
As混合物

H型

高耐久
H型

Ⅱ型

Ⅲ型

Ⅱ型

Ⅲ型

H型

高耐久
H型

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Ⅲ型

Ⅱ型

Ⅲ型

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損傷数

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使用As名
資産
舗装総面積（m  ）
データ
最大
基層の
供用年数 最小（年）
平均

損傷
舗設後，損 最大
データ
傷が発生す
最小
るまでの年
数（年） 平均

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



表層舗設から損傷発生までの年数  打換え方法別の損傷発生個数分析結果
表層混合物の打換え方法別損傷分析結果を表に示す．各舗装構成によって，舗装の総面積が異なることから，1万P当りに発生した損傷数として整理した．
表基共打換えに着目した分析結果より，高耐久+型を使用したポーラスアスファルト混合物，改質
Ⅲ型を使用した密粒度アスファルト混合物や密粒度ギャップアスファルト混合物に発生した損傷個数は，従来から使用されている改質+型を使用した
ポーラスアスファルト混合物，改質Ⅱ型を使用した密粒度アスファルト混合物の損傷個数よりも少なく，高耐久バインダの効果が認められる結果となった．
表層のみ打換えデータは，各舗装構成間で基層の供用年数に偏りが認められたことから，基層の供用年数は30年以下のデータを使用した．表層のみ打換えに着目した分析結果より，高耐久+型を使用したポーラス$V舗装区間では損傷は発生していないことが確認できた．その一方で，改質Ⅱ型を使用した密粒度$V舗装は損傷の発生個数，舗装面
積1万P 当りの損傷発生数でも最も多い結果となった．
以上の分析結果より，打換え方法に関わらず高耐久バインダを使用した表層混合物の高い耐久性を確認することができた．
 損傷発生時の舗装供用年数の分析
損傷発生個数が多い表層のみ打換えを実施した
舗装構成に着目し，損傷発生時の表層と基層の供用年数を整理した結果を図に示す．
表層のみ打換えた場合，基層の供用年数に関係なく，打換え後10年以内に損傷が発生している箇
所（35箇所）が全体の損傷個所数（55箇所）の半数以上を占めていることが確認できた．表層のみ打換えする場合，残置する基層混合物の健全性がその後の供用性に与える影響が大きいといえる．


ポーラス$V +型
密粒度（Ⅱ型）
密粒度ギャップ（Ⅱ型）

年を超えて損傷した個数：箇所年以内に損傷した個数：箇所







基層舗設から損傷発生までの年数

図 損傷発生時の供用年数分析（表層のみ打換え）


 損傷原因





表層混合物
の骨材飛散







ジョイント部における損傷

損傷の代表例
損傷写真例

表層
混合物

舗設から年後に発生
ポーラス
As混合物
（改質H）
表基共
打換え

舗設から年後に発生
ポーラス
As混合物
（改質H）
表基共
打換え

図 表層混合物の損傷発生事例



124

2. 2019 年度の発表論文
 代表的な損傷例
本分析を実施した中で，代表的な損傷事例を図に示す．どちらの損傷も表基層共に打換えた後に早期に損傷が発生した事例である．
ポーラスアスファルト混合物の骨材飛散について，図の事例では縦施工継ぎ目付近に発生しており．混合物の品質，もしくは締固め不足に起因するものと推察される．次に，ジョイント部における損傷については車輪走行位置に発生していることから，伸縮装置付近の段差に起因して発生する車両の衝撃荷重，もしくはポーラスアスファル
ト混合物に浸透させたセメントミルクの充填不足が原因であることが考えられる．
どちらの損傷事例も高耐久+型を使用したポーラ
スアスファルト混合物を舗設することによって，損傷発生時期を遅延させることが可能であると考えられるが，これらの損傷の発生を抑制するためには，アスファルト混合物の品質に留意し，施工時の締固め不足が発生しないように混合物の温度管理を徹底するなど，高耐久バインダの性能を低下させない適切な施工管理が重要である．



５．まとめ








1)多田宏之：鋼床版舗装の設計と施工，鹿島出版会，
2)設計基準第部構造物設計基準（第編舗装），阪神
高速道路株式会社，
3) 道路構造物の点検要領，阪神高速道路株式会社，

本検討では，鋼床版上舗装に発生している損傷を分析することにより，鋼床版上舗装の現状を把握し，現在使用されている表層混合物の耐久性を評価することで，鋼床版上舗装に発生する損傷を抑制する方法を検討した．その検討結果をまとめると以下のとおりである．
 鋼床版上舗装の現状把握
 定期点検結果では，表層混合物の種類に関係なく，ひび割れ率よりもわだち掘れ量の方が$ランクや%ランク損傷が多い傾向にある．
 日常点検結果で発見される損傷はポットホー
ルが最も多く，次にひび割れであった．また，基層の経過年数と共に，深さ40mm以上の損傷数は増加し，概ね20年でピークを示した．
 舗装補修工事写真の分析より，鋼床版上舗装に発生する損傷は添接部等の鋼床版構造に起因する箇所やわだち掘れ等で舗装厚さが薄い箇所に多く発生していることが明らかとなった．

４．分析結果の考察 表層混合物の耐久性評価 高耐久+型や改質Ⅲ型を使用した混合物は従来以上の分析結果より，鋼床版上舗装には，添接の+型や改質Ⅱ型を使用した混合物と比較して部等の鋼床版構造に起因したひび割れや，わだち
損傷発生数が少ない．
掘れに起因した損傷が多く発生していることが示
 表基層共に打換え区間は表層のみ打換え区間
唆されたことから，鋼床版上舗装には現状以上によりも損傷発生数は少ない傾向にあるが，打耐流動性やひび割れ抵抗性が要求されているとい換え方法に関係なく高耐久バインダを使用しえる．
た混合物に発生した損傷数は少ない傾向を示
本検討結果より，表層混合物に使用した高耐久
した．
バインダ（高耐久+型，改質Ⅲ型）は，従来のバイ
 表層のみ打換え区間では，打換え後10年以内
ンダ（改質+型，改質Ⅱ型）よりも耐久性に優れてに損傷が発生する箇所が全体の半数以上を占いることが示された．表層に高耐久バインダを使めた．残置した基層混合物の健全性が打換え用したことによる一定の効果は確認できた一方で，後の供用性に影響を与えている可能性が考え従来から使用されている基層グースアスファルト
られる．
混合物を含めた表層と基層を併せた層を一体とし
た舗装の長期耐久性向上については，検討の余地
 鋼床版上舗装に発生する損傷の抑制方法
がある
 鋼床版上舗装の損傷を抑制するために，表層
よって，鋼床版上舗装に発生する損傷を抑制すに高耐久バインダ（高耐久+型，改質Ⅲ型）をるためには，従来から基層に使用されているグー
使用することは有効である．
スアスファルト混合物の耐流動性，ひび割れ抵抗
 基層に使用されているグースアスファルト混性を含めた長期耐久性を向上させる必要があると合物について，耐流動性やひび割れ抵抗性をいえる．阪神高速道路では，過年度に高耐久グー
含めた長期耐久性を向上させる必要がある．
スアスファルト混合物の試験施工を実施しており， 
今後は実用化に向けた検討を進める必要がある．
参考文献




125

2-6. その他

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2. 2019 年度の発表論文

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3. 2019 年度の主な行事

【2019 年度の主な行事】
３１ 技術講演会『高速道路の維持管理と先進技術』
12 月 9 日、中之島会館において、約 250 名の聴講者の参加により、(一財)阪神高速道路
技術センター主催、阪神高速道路グループ共催による技術講演会を開催した。
本講演会は２部構成で実施し、第 1 部では横浜国立大学先端科学高等研究院 上席特別教授の藤野陽三氏を講師としてお招きし、『高速道路の維持管理と先進技術』をテーマに国が進める戦略的イノベーションプログラム（SIP）インフラ維持管理・更新・マネジメント技
術における研究開発の取り組みや新たな維持管理の手法など幅広い研究の成果をご講演いただき、第 2 部のパネルディスカッションでは、技術センター理事長の南荘をコーディネーターとし、第 1 部でご講演いただいた藤野氏に加え、岡部浩史氏、春田健作氏、水口和之
氏、金治英貞氏をパネリストとしてお招きして、各社で取り組んでいる先進的維持管理技術の研究開発状況やその展望について紹介いただくと共に、今後の維持管理のあり方について議論を行っていただいた。


３２ 震災資料保管庫見学者案内運営 一般公開 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。
 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、昨年度は 360°VR 動
画を製作して YouTube で公開するなど、施設の充実を図ってきた。
今年度は入り口門扉や進入路等を改良するとともに、引き続き施設の改善につながる項
目の収集を目的に、見学者の方からの見学後のアンケートを実施してきた。
また 1 月より、震災資料保管庫へ来られる見学者の利便性向上を目的として、ご要望の多かった最寄りの鉄道駅（阪神深江駅及び JR 甲南山手駅）からの送迎タクシー・バスの運行(無料)を開始した。

136

3. 2019 年度の主な行事

 特別公開 昨年度に引き続き事前予約なしに、震災発生日である 1 月 17 日の直近の週末となる 1 月
11 日（土）、12 日（日）に特別公開を実施した。初日の 11 日には 172 名、12 日には 476
名のお客様に来館いただいた。当日は、館内の案内ツアーに加え、当時震災復旧に携わった
出口正義氏（旧阪神高速道路公団）、川北司郎氏（阪神高速道路株式会社）及び神戸市消防局後藤氏に語り部としての講演も実施頂いた。
 ◆特別開館における報道状況  ●ＴＶ   （土）毎日放送
（日）読売テレビテレビ大阪
   （月）朝日放送
  ●新聞   （日）神戸新聞朝日新聞   （月）京都新聞   （火）毎日新聞
 ◆来館者シャトルバス利用状況
  11 日：32.6％ 12 日：24.8％

137３３ 土木構造物点検診断技術者認定
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 2 回目を迎え対象者数も増加したことから、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、グルー
プ分けにより実施するなどの変更を行った。また、補助点検士講習会については、従来の内容に加え、点検要領の改訂や点検時措置の効果に関する説明なども実施した。
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

2019 年度の活動
 ●主任点検診断士・点検診断士
  ○点検診断講習会：2019 年 5 月 10 日（金）  ○筆記試験   ：2019 年 6 月 7 日（金）  ○実地講習会  ：2019 年 6 月 8 日（土）  ○実地試験   ：2019 年 6 月 8 日（土）  ○合格者公表  ：2019 年 6 月 28 日（金） ●補助点検士講習会
  ○点検診断講習会：2019 年 6 月 13 日（木）・21 日（金） ●資格保有者更新講習
  ○更新講習会  ：2019 年 6 月 11 日（火）・19 日（水）
認定者数
H27

H28

H29

H30

2019

 計

主任点検診断士

12

36

29

17

13

107

点検診断士

14

24

29

33

26

126

資格名称

※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。

138

3. 2019 年度の主な行事

     
講習会（TKP 本町）           筆記試験（TKP 本町）               実地試験（深江浜）３４ 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。
2019 年度の活動状況（専門委員会）
 ■鋼構造物検討委員会
開催日：5/17、3/16(予定)   委 員：川谷充朗、石川敏之、橋本国太郎、鈴木康夫、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139

 ■PC 構造物検討委員会
   開催日：2/6
   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
   主なテーマ：コンクリート表面保護要領改定に関する検討
PC 桁間詰め部補強に関する検討
設計基準 第 2 部 第 3 編 コンクリート橋・コンクリート部材 の改定
 ■RC 構造物検討委員会
   開催日：8/29
   委 員：幸左賢二、高橋良和、山本貴士、三木朋広、上田尚史、
日本建設業連合会 関西支部
   主なテーマ：開削トンネルにおける部分安全係数設計法の適用
水平力分担構造等の定着部の設計法■基礎・地下構造物検討委員会
   開催日：今年度開催無し
   委 員：松井 保、常田賢一、木村 亮、小田和広、肥後陽介
日本建設業連合会 関西支部

■耐震技術検討委員会
  開催日：6/5、10/23、3/末(調整中)   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：2018 年大阪府北部地震の地震観測記録と応答特性の評価
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：5/8、1/30、3/末(調整中)   委 員：山田優、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
コンクリート床版の素地調整方法に関する検討
淀川左岸線延伸部への適用に向けた舗装構成に関する検討

140

3. 2019 年度の主な行事■トンネル換気・防災検討委員会
   開催日：6/26、3/10(予定)   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■スマートエクスプレスウェイ検討委員会
   開催日：8/6
   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：阪神高速サイバーインフラマネジメントシステム
３５ 建設技術展  近畿2019 年 10 月 23 日（水）・24 日（木）に開催された「建設技術展 2019 近畿」で阪神高速グループブースにて出展し、高性能鋳鉄床版の開発や当センターが行っている公益目的事業についてＰＲを行うとともに、外国の方を含む、多くの方に VR ゴーグルやタブレット
端末を使った、震災資料保管庫 360 度 VR 動画を体感していただいた。

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３６ 土木の日協賛行事
 11 月 17 日（日）に開催された 2019 年度土木の日協賛行事『～過去から未来へ、25 年目の記録と記憶～阪神高速道路“安全・安心のみちづくり”見学会』を阪神高速道路グループと共同開催した。本イベントでは、西船場 JCT・大和川線などの建設事業の PR や、参加いただいた親子連れ向けに土木技術体験イベントなどが実施される中、当センターは、震災資料保管庫の案内を主として行い、多くの参加者に被災構造物を見学いただいた。

３７ 若手研究者助成
当センターは、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 2018 年 11 月 28
日から 2019 年 2 月 15 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１３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５９５万 円）を助成することを決定した。
研究課題名

所属

職名

氏名

鋼製外殻フーチングによる合理的な増し

摂南大学

講師

寺本 俊太郎

杭 施工法の開発

理工学部

高力ワンサイドボルトを用いた摩擦接合

熊本大学大学院

助教

森山 仁志

継 手および当て板補修部材の終局挙動の先端科学研究部
特任講師

坪田 隆宏准教授

澤村 康生解明
ディープラーニングによる高速道路ネッ

愛媛大学大学院

ト ワーク安全性評価モデルの開発

理工学研究科薄層に支持された杭基礎の繰返し荷重に

京都大学大学院

対 する鉛直支持力特性に関する研究

工学研究科

なお、本研究の研究成果については 2020 年 6 月頃、HP 等で公表する予定である。

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3. 2019 年度の主な行事

３８ 道路管理者支援活動
 センターは近年、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、5 月 30 日に（公財）兵庫県まちづくり技術センター主催の兵庫
県内の市町の新任技術者を対象とした「損傷橋梁の見学と点検」に関する研修の講師を務め、点検時応急措置事例や非破壊検査の実演を行い、点検診断技術向上に係る支援を行った。また、9 月 26 日には、同団体主催の「令和元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。

143

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   調査研究第一課
    技術委員会                     調査研究第二課
   共済運営委員会            共 済 部    共 済 課

参考－2 有資格者(2020 年 3 月現在)
    工学博士 ３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 １名
    測量士 ３名
    土木学会認定特別上級技術者 １名     コンクリート診断士 ３名
    コンクリート主任技士 ４名
    コンクリート構造診断士 ２名
    プレストレストコンクリート技士 ３名
    土木鋼構造物診断士 １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

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参考資料

参考－3 保有特許
特許名称

特許登録日

床版パネルの固定構造

2018/2/16

概略
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(特開 2010－107246)

2012/12/14

種々の構造形式の橋梁に適用できる活荷重の
測定方法



147

年報 2019
発

行

編集兼発行者

2020 年 3 月 31 日
一般財団法人 阪神高速道路技術センター〒 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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一般財団法人 阪神高速道路技術センター〒541-0054
大阪市中央区南本町 4 丁目 5 番 7 号・東亜ビル内
Tel: 06-6244-6060 URL: https://www.tech-center.or.jp/
202004-ACC-250J