鋼管集成橋脚の性能評価のための地震観測記録を用いた地震時応答再現解析方法の検討
伸祐 1・服部 匡洋 2・谷口 祥基 3・西村 美紀 4
青木 康素 5・宮田 秀太 6・杉浦 邦征 7

赤松
1 正会員

一般財団法人阪神高速先進技術研究所 調査研究部（〒541-0054 大阪市中央区南本町 4-5-7）
E-mail: shinsuke-akamatsu@hit.or.jp

2 正会員

一般財団法人阪神高速先進技術研究所 調査研究部（〒541-0054 大阪市中央区南本町 4-5-7）
E-mail: masahiro-hattori@hit.or.jp

5 正会員

6 正会員

3 正会員

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

4 正会員

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

阪神高速道路株式会社 建設事業本部 大阪建設部（〒530-0005 大阪市福島区福島 7-15-26）
E-mail: yasumoto-aoki@hanshin-exp.co.jp
大日本コンサルタント株式会社 インフラ技術研究所（〒102-0075 東京都千代田区三番地 6-3）
E-mail: miyata_shuta@ne-con.co.jp

7 正会員

京都大学

大学院工学研究科都市社会工学専攻（〒615-8540 京都市西京区京都大学桂）.
E-mail: sugiura.kunitomo.4n@kyoto-u.ac.jp

阪神高速道路おいて適用された鋼管集成橋脚では，設計で想定したコンセプトに従って挙動しているかを確認するためにモニタリング計測が実施されており，小規模な地震動の加速度が計測されている．本研
究では，鋼管集成橋脚の性能検証に向けて，この観測された加速度を入力とした動的解析を実施し，動的解析モデルの応答再現性について検討を行った．
一般的に耐震設計に用いる動的解析モデルでは計測値と解析値に差が見られたが，その差を分析した上で各部材の等価減衰定数や基礎ばねをパラメータとした検討を行った．その結果，基礎ばねを固定とした場合に最大加速度や時刻歴加速度波形は概ね再現できることを確認した．

Key Words: integrated column by multi steel pipes, performance verification, monitoring plan,

1. はじめに阪神高速道路では，1995年兵庫県南部地震において橋脚が倒壊または大きな損傷を受け，復旧までに多くの時間を要した教訓から，RC 橋脚や鋼製橋脚に比べ同等以上の耐震性を有し，また容易にかつ短時間で復旧できるような橋脚の構造形式の開発を目指し，2002年から鋼管
集成橋脚の開発に取り組んできた例えば 1)～5)．
鋼管集成橋脚は図-1 に示すように，鋼管 4本組を基本単位とし，履歴減衰機能を有するせん断パネルを組み込んだせん断リンクにより，鋼管を互いに接合することで単一の柱とした構造である．本橋脚は死荷重や活荷重な
図-1 鋼管集成橋脚
1

どの鉛直荷重を一次部材である鋼管柱で支持し，地震時慣性力などの水平荷重を二次部材であるせん断リンクで抵抗する．道路橋示方書・同解説Ⅴ編耐震設計編 6)（以下，「道示Ⅴ」という）に示されるレベル 2 地震動のよ
うな大きな地震動が作用した場合には，せん断パネルに損傷を集中させることで，主部材である鋼管柱が健全に保つことが出来るため，地震後速やかに緊急車両はもちろん普通車両も通行させることが可能となる．また，地震後の緊急点検時には，他部材に先行して損傷する部材が定まっているため，点検する部材を限定できる．つまり，せん断パネルの損傷状態を見れば橋脚全体の損傷度を把握することができ，せん断パネルは損傷度センシン
グの役割を担っているため，供用の可否を速やかに判断することができる．さらに，仮復旧が必要な損傷を受けた場合でも，せん断パネルのみを取り換えるだけで元構造に戻すことが出来ることから，地震時ライフサイクル
コストの低減に寄与することができる．
この鋼管集成橋脚は，阪神高速道路の海老江ジャンクションや西船場ジャンクションにおいて試験施工が実施され，既に供用が開始されている．一方で，これらの橋
脚はこれまでレベル 2 地震動を超えるような大きな地震動を受けたことがないなど，実構造に適用された鋼管集成橋脚が前述したコンセプトに従って挙動しているかど
うか，実際に検証できていない実状である．今後，阪神高速道路の新規路線において適用される可能性があることから，試験的に適用された本橋脚を対象に，安全性を適切に評価しておくことが求められている．
これを受けて，鋼管集成橋脚の構造特性を踏まえたモ
ニタリング計画が策定され 7)，2021 年 4 月より地震時を含む実橋の挙動が計測されている．このモニタリング計
画では，計測コストの関係から，解析での評価を組み合わせることで性能を評価することを提案しており，最低限の計測点において計測が実施されている．計測された観測データは，性能評価に用いる解析モデルの精度検証に用いることが出来るが，鋼管集成橋脚を対象とした検証は実施されていない．
そこで，ここでは計測された地震観測データを用い，一般的に耐震解析に用いられる非線形動的解析モデルによる挙動の再現性の確認，および計測値と乖離した場合の要因分析を目的として，鋼管集成橋脚の地震時の再現解析を行った．

図-2 Dランプ①橋平面図
8243.44375

3868.4Dランプ
1500
32.4074(GC脚中心)32.3859 (D-CL)
No.23+5.000
32.2785(RGR)

D-CL

1500 222750.42728.9250

8.594%

1280

29.5770
J4
φ1500 1500 φ1500

8769

せん断パネル25 φ1450 25 25 φ1450 25

J3

7000

27479

29049

せん断リンク13.528J2

13000

16800（中詰コンクリート）

7000

中詰コンクリート

J1

1900

200

［単位：mm］

8800

2. 対象橋梁の計測(1) 橋梁概要
鋼管集成橋脚は，海老江 JCT の神戸線から淀川左岸線
への渡り線となる D ランプ①の PD4 橋脚に適用されてケーソン基礎φ7000,L=42.0m

図-3 PD4橋脚構造一般図
2

計画地盤高

0.528

3800

1570

1.898

図-4 加速度計の設置位置および測点名いる．D ランプ①の平面図を図-28)（航空写真を加工して作成）に示す．PD4 橋脚を含む D ランプ①橋は PD1～
PD5 間の鋼 5 径間連続鋼床版箱桁橋（92.7＋60.5＋50.5＋
49.0＋78.9=331.6m）であり，端支点の支持条件は PD1 が機能分離，PD5 が固定，その間の中間支点は剛結構造である．PD4 橋脚は地表面から上部構造までの高さが約30mと Dランプの中で最も高く，鋼管集成橋脚の特性を活かせる箇所である．PD4 橋脚以外の橋脚は従来型の矩形断面鋼製橋脚である．
PD4 橋脚の一般図を図-3 に示す．単柱形式となる PD4
橋脚は 4 本の鋼管から構成される．基礎形式は現場施工

図-5 計測機器の設置状況
鋼管集成橋脚はこのような中小規模の地震に対して，設計上は全ての部材が弾性的に挙動することを想定している．ただし，この挙動は計測箇所数に限りがある計測
データと外観目視から評価することが困難なことから，
時刻歴応答解析による検証を考えている．一方，中小規模の地震においては，一般的に耐震設計で用いられる非線形動的解析モデルでは，挙動が一致しないことが報告されている 9)～10)．そこで，小規模な地震ではあるが，地震時の加速度が計測できたため，まずはこの観測データを用いて，一般的な非線形動的解析モデルによる挙動の再現性の確認を行った．
代表的な計測値として Pt.1，Pt.3，Pt.5 で計測された加速度の時刻歴波形およびを図-6 に示す．Pt.1，Pt.3，Pt.5のそれぞれの最大加速度は，橋軸が-0.032 m/s2，-0.095
m/s2，-0.101 m/s2，直角が-0.060 m/s2，-0.107 m/s2，-0.110 m/s2，
鉛直が-0.021 m/s2，-0.026 m/s2，-0.038 m/s2 となり，橋脚の上部ほど加速度が増幅する傾向であった．
図-7 に橋軸および直角方向に対して，Pt.5 の加速度波
形のフーリエスペクトルを Pt.1 の加速度波形のフーリエスペクトルで除したフーリエスペクトル比を示す．最もの制約条件からφ7000mm のケーソン基礎が採用されており，このケーソン径から柱の鋼管径やせん断リンクの寸法が決定されている．ケーソン天端から下から 2 段目のせん断リンクを含む，高さ13mまでは一般的な鋼製橋
脚同様，鋼管内に中詰めコンクリートを充填している．
(2) 計測項目と観測波形
PD4 橋脚のおける計測機器の設置位置および測点名を
図-4 に，設置状況を図-5 に示す．加速度計は鋼管 B の橋脚基部（以下，「Pt.1」という）と各せん断リンクの上側（以下，下段より「Pt.2，Pt.3，Pt.4，Pt.5」という）に計 5 箇所取付け，計測方向は，鋼管集成橋脚に対して
橋軸方向，橋軸直角方向，鉛直方向の 3 方向性成分としている．
モニタリング計測を開始した 2021年 4月以降，2022年
3 月 31 日 23 時 34 分頃，京都府南部を震源とするマグニ
チュード M4.3 の地震が発生し，京都府伏見区亀岡市付近で最大震度 4 を記録した．海老江 JCT が位置する大阪市福島区では震度 2 を観測し，設置した計測機器で地震時観測データを得た．
3

橋軸方向(X方向)
0.15
Xmax=

加速度(m/s^2)

Xmin= -0.032m/s^2

0
-0.05

0.087m/s^2

0
-0.05

0
-0.05

-0.1

-0.1
-0.15
20

0.15
Ymax=

0.1

0.049m/s^2

加速度(m/s^2)

0.05
0
-0.05

0

-0.1

0.15

0.15
Zmax=

0.1

0.019m/s^2

40

0.05
0
-0.05

0
-0.05

時間(s)

-0.15

60

20

0.15
Zmax=

0.026m/s^2

0
-0.05

0

-0.1

(a) Pt.1

2060(b) Pt.3
図-6 観測した加速度応答時刻歴波形

150

1.257Hz(T=0.80sec)

100
1.422Hz(T=0.70sec)

50

40

時間(s)

60

(c) Pt.5

300

Pt.5(計測)/Pt.1(計測)_X方向(橋軸方向)

応答/入力
フーリエスペクトル比

応答/入力
フーリエスペクトル比

40

時間(s)

0.037m/s^2

-0.05

-0.15
20

Zmax=

Zmin= -0.038m/s^2

-0.1
60

60

0.05

-0.15
40

40

時間(s)

鉛直方向(Z方向)

0.1

Zmin= -0.026m/s^2
0.05

-0.1

時間(s)

0.110m/s^2

Ymin= -0.095m/s^2

-0.15
20

Ymax=

0.05

鉛直方向(Z方向)

0.1

Zmin= -0.021m/s^2

60

-0.1
20

60

鉛直方向(Z方向)

40

時間(s)

橋軸直角方向(Y方向)

0.1

-0.05

-0.15

時間(s)

0.15
Ymin= -0.086m/s^2

-0.1

20

0.107m/s^2

0.05

-0.15
40

60

Ymax=

0.1

Ymin= -0.060m/s^2

20

40

時間(s)

橋軸直角方向(Y方向)

加速度(m/s^2)60

加速度(m/s^2)400.101m/s^2

Xmin= -0.093m/s^2

-0.15

時間(s)

Xmax=

0.05

-0.1

橋軸直角方向(Y方向)

橋軸方向(X方向)

0.1

Xmin= -0.095m/s^2
0.05

-0.15

0.15

加速度(m/s^2)

0.15
Xmax=

0.1

0.05

20

加速度(m/s^2)

橋軸方向(X方向)

0.031m/s^2

加速度(m/s^2)

加速度(m/s^2)0.1

加速度(m/s^2)

0.15

Pt.5(計測)/Pt.1(計測)_Y方向(直角方向)
1.453Hz(T=0.69sec)

200

1.587Hz(T=0.63sec)
1.263Hz(T=0.79sec)

100

0

0
0

5

振動数(Hz)

10

15

0

5

振動数(Hz)1015(a) 橋軸方向(b) 直角方向
図-7 観測波形のフーリエスペクトル比（Pt.5/Pt.1）

4.0

8.0

Pt1_X方向(橋軸方向)_計測値

1.447Hz(T=0.69sec)

フーリエスペクトル(mm・sec)

フーリエスペクトル(mm・sec)

6.0

1.282Hz(T=0.78sec)

2.0

0.0
0

5

振動数(Hz)10151.849Hz(T=0.54sec)

6.0

Pt1_Y方向(直角方向)_計測値

2.747Hz(T=0.36sec)

4.0
2.0
0.0
0

5

振動数(Hz)1015(a) 橋軸方向(b) 直角方向
図-8 Pt.1におけるフーリエスペクトル
低次の卓越振動数は，橋軸方向において 1.26Hz（T=0.80
sec），直角方向において 1.26Hz（T=0.79 sec）である．ま

加速度応答スペクトル(gal)

10000

た，Pt.1におけるフーリエスペクトルを図-8に示す．Pt.1
はケーソン基礎の天端付近に取付けられた加速度計であり，構造物の影響を受けた加速度波形となるが，これを地震動と捉えると，PD4 橋脚の固有振動数であると推測される振動数において，振動数成分が存在するため，加速度応答が増幅したと考えられる．
図-9 に 5%の減衰を考慮した Pt.1 の加速度応答スペク
トルを道示Vに示される加速度応答スペクトルと併せて示す．これより今回計測された計測波形は，道示Ⅴに示

X方向(橋軸方向)

Y方向(直角方向)

Z方向(鉛直方向)

L1(Ⅲ種地盤)

L2_タイプⅠ(Ⅲ種地盤)

L2_タイプⅡ(Ⅲ種地盤)

1000

100

10

1
0.01

0.1

1
周期(s)

図-9 観測波形の加速度応答スペクトル図(Pt.1)
4

図-10 Dランプ①橋および鋼管集成橋脚の解析モデル
表-1 解析条件
ソフト名
解析モデル
要素
材料非線形性
材料構成則
硬化則
幾何学的非線形の種類
幾何学的非線形の計算法
時間積分法
減衰
反復計算

分割とした．PD1 橋脚の機能分離支承は橋軸および直角
方向を線形バネ要素によりモデル化した．基礎について
は，道示Ⅴに示される基礎ばねをモデル化した．
本検討では，実橋の挙動分析を目的としているため，各部材の降伏強度は実強度を用いた．PD4 橋脚は，材料検査試験の値から降伏強度を設定し，鋼管はσy = 377
N/mm2（基準値：σy = 315 N/mm2），せん断パネルはσy = 229 N/mm2（基準値：σy = 225 N/mm2）とした．PD4

SeanFEM ver1.2.2
３次元立体全体系モデル
FEM梁要素（ティモシェンコ梁理論）
ファイバーモデル
バイリニア（鋼材）
移動硬化則
有限変位・有限ひずみ・有限回転
updated Lagrange法
0.01sec以下
レーリー減衰Newton-Raphson法

橋脚を除く橋脚部材の降伏強度は，統計データの調査結果 11)を参考に，統計データの平均値を用いた．

されるレベル 1 地震動より全ての周期帯で大幅に小さいことが分かる．また，橋軸と鉛直方向は周期 0.1 秒程度，
直角方向は周期 0.35 秒程度であり，0.5 秒以下の周期帯
4. 固有振動特性
が最大加速度になっていることから，短周期が卓越する
地震動であると言える．
固有値解析結果として，低次の主要な固有モードを図-11 に示す．また，求めた固有周期，振動数，全体座標における各方向への有効質量比と入力方向への寄与率，3. 対象橋梁のモデル化
表-2 に示す等価減衰定数を用いたひずみエネルギー比
例減衰法で求めたモード減衰定数を表-3 に示す．
解析条件は表-1 に示す通りであり，詳細設計時の考
1 次モードは主に端支点の PD5 橋脚と地震計を設置しえ方を踏襲することを基本とした．解析モデルは，D ラ
たPD4橋脚が橋軸直角方向（上部構造の法線方向）に変
ンプ①橋の全体系を対象とし，2 軸曲げ，軸力変動およ形する振動モードであり，固有振動数は 0.94Hz（T=1.06
び幾何学的非線形を考慮できるファイバーモデルを用いsec）である．また，PD4橋脚の橋軸方向（上部構造の接た．橋梁の全体系モデルの 3 次元骨組み構造図，RC 橋
線方向）は 2 次モードが卓越しており，固有振動数は
脚，鋼製橋脚，鋼管集成橋脚のファイバーモデルにおけ1.06Hz（T=0.95 sec）である．これらの振動数は，図-7 にるセル分割断面図を図-10 に示す．PD4 橋脚の鋼管断面示す観測された波形解析から得られた卓越振動数より低い（長周期）傾向が見られた．

のファイバー要素は，円周方向に 64分割，板厚方向に 25

(a) 1次 (T=1.06sec)(b) 2次(T=0.95sec)
図-11 主要固有モード

表-2 設定した等価減衰定数(c) 7次モード(T=0.77sec)

0.2

部材
上部工(鋼箱桁)
鋼管集成橋脚(PD4)鋼製橋脚(PD2,PD34,PD5)RC橋脚(PD1)

材質
モデル化
等価減衰定数0.02
鋼(線形)
線形はり要素0.01鋼(非線形)
ファイバーモデル0.01
鋼(非線形)
ファイバーモデル
0.02
コンクリート(非線形) ファイバーモデル
0.01
機能分散支承 水平ゴム支承－
線形ばね要素0.00
機能分散支承 鉛直ゴム支承－
線形ばね要素0.20
基礎－地盤系(Ⅲ種地盤)
ケーソン基礎
線形ばね要素0.00
剛部材
rigid要素

LD01の主要ﾓｰﾄﾞ

TD02の主要ﾓｰﾄﾞ

LD02の主要ﾓｰﾄﾞ

TD03の主要ﾓｰﾄﾞ

LD03の主要ﾓｰﾄﾞ

TD04の主要ﾓｰﾄﾞ

LD04の主要ﾓｰﾄﾞ

Rayleigh型

その他のモード(α,β)=(0.6928,0.0036)

0.15

減衰 hi(%)

TD01の主要ﾓｰﾄﾞ

0.1

0.05

表-3 固有値解析結果

0
0

1

2

3

4

5

6

7

8

9振動数(Hz)10

図-12 設定したレーリー減衰

5. 地震時の再現性
Pt.1 で計測された加速度を入力地震動とした地震応答解析を実施し，対象橋梁の Pt.2～Pt.5 で計測された加速度の再現を試みた．Pt.1 は PD4 橋脚の基部に設置された加速度計であり，構造物の影響を受けているため入力地震動とすることには議論があるが，一般橋においては架橋位置付近の自由地盤での観測波形と基礎天端での観測波形を入力とした場合で振動特性に差がないことが報告されている 12)ことや，地表面での観測波形は存在しないことから，本検討では Pt.1 で計測された加速度を入力地震動として扱うこととした．地震動の加振方向は，計測方向と同様にPD4橋脚に対して橋軸方向および橋軸直角方向とし，鉛直方向を含めて 3 方向の同時加振とした．
なお，解析には汎用骨組解析プログラム SeanFEM13)を用いた．
減衰の評価方法は，図-12 に示すように，レーリー減衰を用いている．なお，本橋は曲線橋であるため，全体座標系で出力される有効質量比の 2 乗和のルートの大きさを持つベクトルから，各橋脚の接線及び法線方向に設
6

X方向(観測値)

Xmax=

0.087m/s^2

Xmin= -0.095m/s^2

X方向(解析値)Xmax=

0.057m/s^2

Xmin= -0.058m/s^20.15

Xmax= 0.107m/s^2

Xmin= -0.065m/s^2

X方向(解析値)Xmax= 0.054m/s^2

Xmin= -0.062m/s^2

0.05
0
-0.05

0
-0.05

-0.1
-0.15
5

10

時間(s)

15

20

5

Ymax=

0.107m/s^2

Ymin= -0.086m/s^2

Y方向(解析値)Ymax=

0.074m/s^2

Ymin= -0.057m/s^2

0.15

0.1

加速度(m/s^2)

0.05
0
-0.05

Ymax= 0.088m/s^2

Ymin= -0.070m/s^2

Y方向(解析値)Ymax= 0.081m/s^2

Ymin= -0.069m/s^2

0
-0.05

-0.1

-0.1
-0.15

10

15

20

20

0.15

Y方向(観測値)

Ymax= 0.110m/s^2

Ymin= -0.095m/s^2

Y方向(解析値)Ymax= 0.088m/s^2

Ymin= -0.070m/s^2

0.1

0.05

-0.15

15

時間(s)

Y方向(観測値)

0.1

5

10

時間(s)

Y方向(観測値)

加速度(m/s^2)0.15

Xmin= -0.056m/s^2

0

-0.1
20

Xmin= -0.093m/s^2

Xmax= 0.049m/s^2

-0.05

-0.15

15

Xmax= 0.101m/s^2

X方向(解析値)

0.05

-0.1
10

X方向(観測値)

0.1

0.05

-0.15
5

加速度(m/s^2)

0.15

0.1

加速度(m/s^2)

加速度(m/s^2)

0.1

X方向(観測値)

加速度(m/s^2)

0.15

0.05
0
-0.05
-0.1

5

10

時間(s)

15

20

-0.15
5

10

時間(s)

15

20

時間(s)

(a) Pt.3(b) Pt.4(c) Pt.5
図-13 観測波形と解析結果の加速度応答時刻歴波形の比較（上段：橋軸方向，下段：直角方向）
100.0
Pt.5_X方向(橋軸方向)_計測値

120.0

1.276Hz(T=0.78sec)

90.0
60.0
30.0

フーリエスペクトル(mm・sec)

フーリエスペクトル(mm・sec)

150.0
Pt.5_X方向(橋軸方向)_解析値
1.440Hz(T=0.69sec)

1.282Hz(T=0.78sec)
1.056Hz(T=0.95sec)

60.0

1.440Hz(T=0.69sec)
1.239Hz(T=0.81sec)

40.0

1.282Hz(T=0.78sec)

20.0

1.056Hz(T=0.95sec)

80.0

Pt.5_Y方向(直角方向)_計測値
Pt.5_Y方向(直角方向)_解析値
1.587Hz(T=0.63sec)
1.447Hz(T=0.69sec)

0.0

0.0
0

1

2

振動数(Hz)

3

4

0

5

1

2

振動数(Hz)345(a) 橋軸方向(b) 直角方向
図-14 観測波形と解析結果のフーリエスペクトルの比較（Pt.5）
定した入力方向への垂線（分力）をその方向の有効質量比とした．ただし，曲線橋に対して設定した 8 方向の全
方向別にレーリー減衰を設定するのは煩雑となるため，大半の方向の有効質量比が 5%以上のモードを概ね包括

部材ごとの等価減衰定数が過大な設定になっているためと考えられる．
図-14 の Pt.5 のフーリエスペクトルに着目すると，橋軸方向の観測波形の卓越振動数は 1.28 Hz，1.44 Hz であするようにα，βを設定し，これを再現解析に適用した． り，解析結果の卓越振動数は 1.06 Hz，1.28 Hzとなっていまた，表-2 に各部材に設定した等価減衰定数を示す．
る．また，直角方向の観測波形の卓越振動数は1.24 Hz，
1.44 Hz，1.59 Hz であり，解析結果の卓越振動数は 1.06 Hz，
図-13 に橋脚上部に位置する Pt.3，Pt.4，Pt.5 の橋軸お1.28 Hz，1.45 Hz となっている．これらのことから，橋軸
よび直角方向の加速度応答時刻歴波形を，図-14 に Pt.5の橋軸および直角方向のフーリエスペクトルの観測波形
および直角ともに観測波形より解析結果の方が低振動数と解析結果の比較を示す．
側（長周期側）にシフトしていると言える．これは，
PD4 橋脚の基礎はケーソン基礎であり剛性が高い基礎形
図-13 の最大加速度に着目すると，いずれの計測位置においても解析結果より観測波形の方が大きい傾向が見式であること，また，本固有値解析で設定している道示
られた．また，加速度波形は，地震発生から 10 秒程度
Ⅴより算出する基礎バネは，レベル 2 地震動のような大経過した時点から解析結果の振幅が観測波形より小さく
規模地震を想定して地盤の軟化を考慮したものとなってなる傾向が見られる．これは，部材ごとに設定した道示いることから，今回のような小規模の地震に対しては基Ⅴに規定される等価減衰定数が，実橋の振動実験，模型
礎が応答しなかったためと考えられる．
振動台実験や強震観測データの再現解析などから実験を概ね再現できる減衰定数として与えられたものである 14)
こと，また，地盤はひずみ依存性と呼ばれる非線形性を
6. 観測波形との乖離の原因の分析有しており，一般にひずみ振幅が増加することで地盤の剛性は低下し，反対に減衰は増加する性質があることが再現解析の結果，各部材の等価減衰定数の設定および要因と考えられ，今回計測した規模が小さい地震では，基礎ばねの設定が地震時挙動に影響を与えていると考え
地盤・下部構造・上部構造の変形などのひずみが小さく， られたため，これらの影響を分析するためパラメータ解7

析を実施した．解析ケースを表-4 に示す．
Case1 は 3 章に示す基本ケースであり，道示Ⅴに示される等価減衰定数を設定し，基礎ばねを考慮したケースである．
Case2 は上部構造および下部構造の等価減衰定数に着目したケースである．これは，今回対象とした地震動の規模が小さいため上部構造および下部構造が微小振幅に留まり，大規模地震時のように振幅が大きい場合のような減衰を考慮できないと考えたためである．ここでは，影響を分析するために，各部材に対して道示Ⅴに規定される値の半分の減衰を考慮して検討を行った．
Case3 は基礎の等価減衰定数に着目したケースである．
PD4 橋脚の基礎はケーソン基礎であり，Ⅲ種地盤上で一般的に用いられている杭基礎よりも剛性が高いと考えられる．そこで，基礎の減衰の影響を分析するために，全ての橋脚を道示Ⅴに規定される値の半分 0.10とした場合の検討を行った．
Case4 は基礎ばねの設定に着目したケースである．再現解析の結果，観測波形より解析結果の方が橋軸，直角
方向ともに長周期の挙動が確認されており，これは大規模地震時の地盤の軟化を考慮した基礎ばねの影響が要因と考えられた．今回対象とした微小な地震動では全ての橋脚の基礎および周辺地盤が変形しなかったと想定して，全ての橋脚の基礎ばねを固定した場合の解析を行った．
なお，基礎ばねを固定とした場合は基礎が変形しないため，基礎の等価減衰定数は考慮しないものとなる．
Case1～4 で設定したレーリー減衰を図-15 に示す．上部構造および下部構造の減衰定数をパラメータとした
Case2の主要モード減衰定数は Case1と差がなく，基礎ばねの減衰をパラメータとした Case3 の主要モード減衰定数は Case1 より小さくなる傾向であった．また，基礎ばねを固定とした Case4 は基礎の減衰を考慮しないものと

表-4 原因分析の検討に関する解析ケース
等価減衰定数解析ケース

上部構造 鋼製橋脚

RC橋脚

基礎

レーリー減衰 質量マトリッ 剛性マトリッ
基礎ばね の係数設定に クスの係数 クスの係数
用いた次数
α
β

Case1
基本ケース

0.02

0.01

0.02

0.20

考慮

1

26

0.69280.0036

Case2
上部構造および下部構造の減衰の影響

0.01

0.005

0.01

0.20

考慮

1

26

0.65750.0033Case3
基礎の減衰の影響

0.02

0.01

0.02

0.10

考慮

1

26

0.38180.0021

Case4
基礎ばねの影響

0.02

0.01

0.02

固定

1

24

0.10650.0011－(a) Case.1(b) Case.2なるため，Case3 よりも主要モード減衰が小さくなる傾向であった．
(1) 要素別の等価減衰定数が応答に及ぼす影響
図-16 に Case2，図-17 に Case3の Pt.3，Pt.4，Pt.5の橋軸および直角方向の加速度応答時刻歴波形の観測波形と解析結果の比較を示す．
Case2は Case1と最大加速度や加速度応答が自由振動と(c) Case.3なり減衰していく状況に大きな差が見られなかった．表-4 に示す質量マトリックスの係数（α）および剛性マ
トリックスの係数（β）が Case1 と差がないことから分かるように，本橋梁の場合は上部構造および下部構造の減衰定数が主要な振動モードの減衰定数に影響を及ぼさないと言える．なお，上部構造と下部構造の減衰定数をそれぞれ単独で半減させた場合においても，加速度応答
時刻歴波形に影響がないことを確認している．

(d) Case.4
図-15 各Caseのレーリー減衰
8X方向(観測値)

Xmax= 0.087m/s^2

Xmin= -0.095m/s^2

X方向(解析値)Xmax= 0.059m/s^2

Xmin= -0.058m/s^2

0.15

Xmax=

0.107m/s^2

Xmin= -0.065m/s^2

X方向(解析値)Xmax=

0.055m/s^2

Xmin= -0.063m/s^2

0.05
0
-0.05
-0.1
5

10

15

0.05
0
-0.05

Ymin= -0.086m/s^2

Y方向(解析値)Ymax= 0.077m/s^2

Ymin= -0.061m/s^2

0.15

0.1

10

15

Xmin= -0.057m/s^2

0.05
0
-0.05

20

5

Ymax=

0.088m/s^2

Ymin= -0.070m/s^2

Y方向(解析値)Ymax=

0.084m/s^2

Ymin= -0.072m/s^2

0.15

0
-0.05
-0.1

0.05
0
-0.05
-0.1

-0.15
15

20

Ymax=

0.110m/s^2

Ymin= -0.095m/s^2

Y方向(解析値)Ymax=

0.088m/s^2

Ymin= -0.074m/s^2

0.05
0
-0.05
-0.1

-0.15

20

15

Y方向(観測値)

0.1

加速度(m/s^2)

0.05

10

時間(s)

Y方向(観測値)

0.1

加速度(m/s^2)

加速度(m/s^2)

Xmin= -0.093m/s^20.050m/s^2

時間(s)Ymax= 0.107m/s^2100.101m/s^2

Xmax=

-0.15
5

時間(s)
Y方向(観測値)

5Xmax=

X方向(解析値)

-0.1

-0.15

20

X方向(観測値)

0.1

-0.1

-0.15

0.15

0.15

0.1

加速度(m/s^2)

加速度(m/s^2)

0.1

X方向(観測値)

加速度(m/s^2)

0.15

5

10

時間(s)

15

-0.15

20

5

時間(s)

10

15

20

時間(s)

(a) Pt.3(b) Pt.4(c) Pt.5
図-16 観測波形とCase2の解析結果の加速度応答時刻歴波形の比較（上段：橋軸方向，下段：直角方向）
X方向(観測値)

Xmax= 0.087m/s^2

Xmin= -0.095m/s^2

X方向(解析値)Xmax= 0.073m/s^2

Xmin= -0.071m/s^20.15

Xmax= 0.107m/s^2

Xmin= -0.065m/s^2

X方向(解析値)Xmax= 0.064m/s^2

Xmin= -0.067m/s^2

0.05
0
-0.05

0
-0.05

-0.1
-0.15

5

10

時間(s)

15

20

5

時間(s)

Y方向(観測値)

Ymax= 0.107m/s^2

Ymin= -0.086m/s^2

Y方向(解析値)Ymax= 0.098m/s^2

Ymin= -0.083m/s^2

0.15

0.1

Ymax= 0.088m/s^2

Ymin= -0.070m/s^2

Y方向(解析値)Ymax= 0.109m/s^2

Ymin= -0.095m/s^20.15

加速度(m/s^2)

0.1

0.05
0
-0.05
-0.1
5

10

15

0.05
0
-0.05

20

Ymax= 0.110m/s^2

Ymin= -0.095m/s^2

Y方向(解析値)Ymax= 0.085m/s^2

Ymin= -0.099m/s^2

0.05
0
-0.05
-0.1

-0.15

20

15

Y方向(観測値)

0.1

-0.1

-0.15

10

時間(s)

Y方向(観測値)

加速度(m/s^2)0.15

Xmin= -0.065m/s^2

0

-0.1
20

Xmin= -0.093m/s^2

Xmax= 0.053m/s^2

-0.05

-0.15

15

Xmax= 0.101m/s^2

X方向(解析値)

0.05

-0.1
10

X方向(観測値)

0.1

0.05

-0.15
5

加速度(m/s^2)

0.15

0.1

加速度(m/s^2)

加速度(m/s^2)

0.1

X方向(観測値)

加速度(m/s^2)

0.15

5

10

時間(s)

15

-0.15

20

5

時間(s)

10

15

20

時間(s)

(a) Pt.3(b) Pt.4(c) Pt.5
図-17 観測波形とCase3の解析結果の加速度応答時刻歴波形の比較（上段：橋軸方向，下段：直角方向）
X方向(観測値)

Xmax=

0.087m/s^2

Xmin= -0.095m/s^2

X方向(解析値)Xmax=

0.049m/s^2

Xmin= -0.041m/s^20.15

Xmax= 0.107m/s^2

Xmin= -0.065m/s^2

X方向(解析値)Xmax= 0.065m/s^2

Xmin= -0.059m/s^2

0.05
0
-0.05

0
-0.05

-0.1

-0.1
-0.15
5

10

15

20

0.107m/s^2

Ymin= -0.086m/s^2

Y方向(解析値)Ymax=

0.059m/s^2

Ymin= -0.059m/s^2

0.15

0.1

10

15

Xmin= -0.093m/s^20.083m/s^2

Xmin= -0.083m/s^2

0.05
0
-0.05

-0.15

20

5

Ymax= 0.088m/s^2

Ymin= -0.070m/s^2

Y方向(解析値)Ymax= 0.091m/s^2

Ymin= -0.083m/s^2

0.15

0
-0.05

0.05
0
-0.05

-0.1

-0.1

-0.15

-0.15

15

20

15

20

Y方向(観測値)

Ymax=

0.110m/s^2

Ymin= -0.095m/s^2

Y方向(解析値)Ymax=

0.125m/s^2

Ymin= -0.119m/s^20.1

加速度(m/s^2)

0.05

10

時間(s)

Y方向(観測値)

0.1

加速度(m/s^2)

加速度(m/s^2)0.101m/s^2

Xmax=

時間(s)

Ymax=

10

Xmax=

X方向(解析値)

-0.1
5

時間(s)
Y方向(観測値)

5

X方向(観測値)

0.1

0.05

-0.15

0.15

0.15

0.1

加速度(m/s^2)

加速度(m/s^2)

0.1

X方向(観測値)

加速度(m/s^2)

0.15

0.05
0
-0.05
-0.1

5

時間(s)

10

時間(s)

15

20

-0.15
5

10

15

20

時間(s)

(a) Pt.3(b) Pt.4(c) Pt.5
図-18 観測波形とCase4の解析結果の加速度応答時刻歴波形の比較（上段：橋軸方向，下段：直角方向）
一方，Case3は Case1に比べると最大加速度が大きくな
り計測波に近づく傾向が見られた．また，加速度応答の収束状況も，橋軸，直角方向ともに観測波形と近づく方向に変化したが，橋軸方向についてはまだ乖離している結果である．

このことから，分析の対象としている小規模の地震を解析で再現する場合は，道示Ⅴに示される基礎の等価減
衰定数ではなく，それより小さな値を設定するとよいと考えられる．

9

表-5 Case4（基礎ばね固定）の固有値解析結果
フーリエスペクトル(mm・sec)

250.0

1.282Hz(T=0.78sec)

Pt.5_X方向(橋軸方向)_計測値
Pt.5_X方向(橋軸方向)_解析値

200.0
150.0

1.276Hz(T=0.78sec)

100.0

1.440Hz(T=0.69sec)

1.105Hz(T=0.90sec)

50.0
0.0
0

1

2

3

4

5

振動数(Hz)(a) 橋軸方向
フーリエスペクトル(mm・sec)

150.0
1.282Hz(T=0.78sec)

120.0

1.239Hz(T=0.81sec)

90.0

1.105Hz(T=0.90sec)

60.0

Pt.5_Y方向(直角方向)_計測値
Pt.5_Y方向(直角方向)_解析値
1.440Hz(T=0.69sec)
1.495Hz(T=0.67sec)
1.587Hz(T=0.63sec)

30.0
0.0
0

1

2

3

4

5

振動数(Hz)(b) 直角方向
図-19 観測波形とCase4の解析結果のフーリエスペクト
ルの比較（Pt.5）(2) 基礎ばねの設定が応答に及ぼす影響
析結果の卓越振動数は 1.11 Hz，1.28 Hz，1.50 Hz となっ基礎ばねを固定とした Case4 の固有値解析結果を表-5ている．橋軸および直角ともに観測波形より解析結果のに示す．Case1 の基礎ばねを考慮した場合と比較すると， 方が低振動数側であるが，Case1 に比べると若干高い振1 次モードは Case1 と同様に PD4 橋脚が直角方向（上部動数となる傾向が見られた．
構造の法線方向）に変形する振動モードであり，固有振動数は Case1 の 0.94 Hz（T=1.06 sec）に比べて，1.12 Hz（T=0.89 sec）と高振動数側であった．また，PD4 橋脚の7. おわりに
橋軸方向（上部構造の接線方向）は 3 次モードが卓越しており，固有振動数は Case1 の 1.06 Hz（T=0.95 sec）に比
本検討では試験施工が実施された鋼管集成橋脚の挙動
べて，1.31 Hz（T=0.76 sec）となり，直角方向と同様に高の分析に向けた取り組みの一環として，モニタリング計
振動数側であった．
図-18 に Case4 の Pt.3，Pt.4，Pt.5 の橋軸および直角方向測で計測された小規模な地震動を入力とした地震応答解
析を実施することで，地震時の応答評価を試みたものである．本検討で得られた知見は，以下の通りである．
1) 計測された地震波形の加速度スペクトルは，道示
Ⅴに示されるレベル1地震動より全ての周期帯で大幅に小さく，0.5 秒以下の短周期が卓越する地震動であった．
2) 一般的に耐震解析に用いる非線形動的解析モデルを用いた再現解析では，規模が小さい地震の場合，解析の加速度応答が観測波形より小さくなり，固有周期が長くなる傾向が見られた．
3) 基礎・下部構造・上部構造の等価減衰定数が解析
結果に及ぼす影響を検討したところ，基礎の減衰を半分にした場合に加速度応答が大きくなり，計測値に近づく結果となった．

の加速度応答時刻歴波形の観測波形と解析結果の比較を示す．橋脚上部の Pt.4 および Pt.5 の最大応答加速度は，
Case1 より大きくなり，橋軸および直角ともに計測値とほぼ一致する結果となった．これは，基礎ばねを固定とすること，図-9 に示す加速度応答スペクトルが大きくなる側に固有周期が移行したためと考えられる．また，加速度応答波形は，橋軸方向および直角方向ともに，概ね計測値と一致する傾向が見られた．
図-19 に観測波形と Case4 の Pt.5 におけるフーリエス
ペクトルの比較を示す．橋軸方向の観測波形の卓越振動数は 1.28 Hz，1.44 Hz であり，解析結果の卓越振動数は1.11 Hz，1.28 Hz となっている．また，直角方向の観測波
形の卓越振動数は 1.24 Hz，1.44 Hz，1.59 Hz であり，解104)基礎ばねを固定としたモデルでは，基礎ばねの剛性が大きいため応答加速度が大きくなり，最大応
答加速度は計測値と概ね一致した．

貞，岡上政史，安藤高士，服部匡洋：大型加振実験によるレベル 2 とこれを超える地震動に対するコン
クリート充填鋼管集成橋脚で支持された連続高架橋の耐震性能の解明，土木学会論文集 A1(構造・地震

今後は再現性が確認できたモデルを活用して鋼管集成
橋脚の挙動を分析し，計測データのみでは評価できない性能を評価する必要がある．また，今後より大きな作用を受けた際には，その時に取得した計測データを用いて解析モデルの再現性を分析し，鋼管集成橋脚の性能を評価することが望まれる．

6)
7)

8)

謝辞：鋼管集成橋脚のモニタリング計測にあたり，阪神
高速技術(株)と内外構造(株)にご協力頂いた．ここに記して関係各位に謝意を表する．

9)

参考文献

10)

1)

金治英貞，鈴木英之，野中哲也，馬越一也：履歴型
ダンパー付き鋼管集成橋脚の損傷制御構造に関する基礎的研究，構造工学論文集，土木学会，Vol.50A，

11)

2004.
2)

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3)

篠原聖二，金治英貞，小坂崇，杉山裕樹，津丸徳宏，
鳥越卓志：鋼管集成橋脚の技術コンセプトと構造設
13)計，橋梁と基礎，2014 年 2 月号，2014.
4)

篠原聖二，杉山裕樹，金治英貞，橋本国太郎，杉浦

14)

邦征：鋼管集成橋脚における実大せん断パネルの損工学)，Vol.77，No.1，2020.
日本道路協会：道路橋示方書・同解説Ⅴ耐震設計編，
2017.11.
赤松伸祐，服部匡洋，青木康素，谷口祥基：鋼管集成橋脚の性能検証を目的としたモニタリング計画の策定および挙動分析，鋼構造年次論文報告集，日本鋼構造協会，第 30 巻，2022.(印刷中)
国土地理院：地図・空中写真閲覧サービス，
https://mapps.gsi.go.jp/maplibSearch.do#1(2022 年 9 月 9日閲覧)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，A21-1312，2018.
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，A21-1305，2018.
独立行政法人 土木研究所：鋼材料・鋼部材の強度等に関する統計データの調査，土木研究所資料，第4090 号，2018.3.
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，土木学
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株式会社耐震解析研究所：SeanFEM ver.1.38 理論
マニュアルと検証，2007.11
運上茂樹：ここが聞きたい！耐震設計の基本，建設
図書，pp.63-68，2020.8.

傷過程と終局モードの実験的評価，土木学会論文集
A1（構造・地震工学)，Vol.71，No.3，2015.
5)

後藤芳顯，海老澤健正，野中哲也，Yan XU，金治英

STUDY OF A METHOD TO ANALYZE THE REPRODUCTION OF
EARTHQUAKE OBSERVATION RECORDS TO VERIFY THE PERFORMANCE
OF AN INTEGRATED COLUMN BY MULTIPLE STEEL PIPES
Shinsuke AKAMATSU, Masahiro HATTORI, Yoshiki TANIGUCHI,
Miki NISHIMURA, Yasumoto AOKI, Shuta MIYATA and Kunitomo SUGIURA
Monitoring measurements have been carried out on the integrated column by multiple steel pipes applied
to the Hanshin Expressway to verify that they are behaving according to the concept assumed in the design.
In this measurement, the acceleration of small earthquake motion was measured. In this study, a dynamic
analysis was conducted using these observed accelerations as input, and the response reproducibility of the
dynamic analysis model was examined.
The dynamic analysis model used for seismic design showed differences between the measured and analyzed values. The difference was investigated using the equivalent damping constants of each member andthe foundation springs as parameters. As a result, it was confirmed that the maximum acceleration and time
history acceleration waveforms were generally reproduced when the base springs were fixed.
11