阪神高速道路株式会社
技報第 23 号 2006

制震パネルを有する鋼管集成橋脚の開発と基本性能
大阪建設部 工事企画グループ
阪神高速道路管理技術センター 技術部 開発研究課
東京事務所

奥西金治
林史伸
英貞
訓裕

………………………………………………………………………………
要旨

阪神大震災以降，全国的に鋼構造物における耐震設計に関する研究が精力的に進められてきたところである．
鋼製橋脚についても，コンクリートの部分充填をはじめとして，各種耐震性向上策が図られている．このように，構造物に対する高い耐震性が要求される一方，建設コストの削減が求められている今日，構造の一層の合理化を図る必要がある．そこで，本論文では，複数の鋼管を履歴型ダンパー機能を有するせん断パネル（横つなぎ材）により一つの柱とした鋼管集成橋脚の基本性能について確認し，設計上想定している力学的特性，特にせん断パネルの履歴減衰効果について縮小モデルを用いた構造実験による検証を行い，損傷制御設計の妥当性の確認を行った．
キーワード:鋼管集成橋脚，損傷制御，せん断パネル，コスト縮減

はじめにランドベイブリッジ東橋や 1)，RC ラーメン橋脚にせん断パネルを用いたダンパー・ブレースを設

阪神大震災以降，鋼構造物の耐震設計に関する置する構造がある 2）．

研究が精力的になされている．このうちコンクリ

これらの検討事例等を踏まえ，低コストの既製ートを部分的に充填することにより鋼製橋脚の耐鋼管 4 本組を基本単位に利用し，これら鋼管 4 本

震性能を向上する手法は，現在，多くの新設鋼製を履歴型ダンパー機能を有する横つなぎ材(せん橋脚等に採用されている．こうした耐震性向上の断パネル)によりひとつの柱とした「鋼管集成橋

一方で，建設投資が縮減される社会的趨勢の下，脚」の提案を行ってきた．

建設コスト縮減に向けた一層の構造合理化が求められる傾向にある．

鋼管集成橋脚は，安価な材料，鋼材履歴減衰の有効利用，アンカーフレームの省略等をもとに考このような状況下，当社においては，アンカーえ出された構造であり，死荷重，活荷重等の鉛直フレームの合理化，減衰機構を期待したラーメン

荷重を受け持つ主部材と地震力等の水平力対応の橋脚の面内方向における梁の塑性化を例として、二次部材に差別化を図る損傷制御設計を適用した

兵庫県南部地震の経験を踏まえた種々の鋼製橋脚ものである．の合理化設計を進めてきているところである．

本文では，鋼管集成橋脚の基本性能を確認する

また、他機関において検討されている合理化構とともに、その力学的特性についての実験的検討

造としては，例えば，ビルトアップした主塔にせを踏まえ、設計の妥当性についての検証を行った．

ん断パネルを使用したサンフランシスコ・オーク

１．鋼管集成橋脚の概要

２．鋼管集成橋脚の基本性能

鋼管集成橋脚のイメージを図‑1 に示す。こ鋼管集成橋脚の変形性能，耐荷力，塑性率等

こでは、６車線の鋼桁を支持するラーメン構造の基本性能について検討するため，梁要素のフ形式で橋脚高さ 30m 程度の高橋脚を想定していァイバーモデルを用いて，従来形式（矩形断面る。

鋼製橋脚（図‑3））との比較解析を行った．解鋼管集成橋脚は４本の鋼管からなり、その鋼管（主体構造)を複数個所において横つなぎ材

析法として、Pushover 解析、及び非線形時刻
歴応答解析を用いた．

により 1 つの橋脚としたものであり，この横つ25000

なぎ材をエネルギー吸収部材(履歴型ダンパー)ことを基本方針としている．横つなぎ材には履的でダクティリティが優れた低降伏点鋼を使用

柱の断面構成2 ‑ FLG PL 3000×32
10 ‑ FLG RIB 270×42
2 ‑ WEB PL 3000×32
10 ‑ WEB RIB 270×4230000

歴型ダンパー用鋼材として，降伏点が低く安定20000とすることで，鋼管本体の塑性化を低減させる3000することにしており（図‑2），橋脚全体の曲げることとした．本橋脚の設計においては，Ｌ２
地震動に対しては鋼管が降伏する前に横つなぎ材を降伏させ，Ｌ１地震時には通常の耐震設計

10000

ｺﾝｸﾘｰﾄ充填部

3000

剛性を確保するため 3 箇所に横つなぎ材を設け(単位：mm)

図‑3 矩形断面鋼製ラーメン橋脚(従来形式)に準じて降伏させないこととしている．
2‑1 Pushover 解析
鉛直方向に死荷重（軸力比 P/Py=0.08）を載500025000

荷した状態で，橋軸方向に水平方向に漸増載荷20000

させることにより，Pushover 解析を実施した．
30000

10000

ｺﾝｸﾘｰﾄ充填部

終局時の変形状態について図‑4(a)に示す．
ここで，鋼管集成橋脚の変形において，横つなぎ材がせん断変形していることにより，曲げ変3500

形だけでなく，せん断変形についても確認でき(単位：mm)

1500 2000 1500

る．

図‑1 鋼管集成橋脚(ラーメン橋脚)の概要

せん断パネル

橋軸方向
A − A

せん断パネル

350
18

定着部

A

900

28A

245
(SM490Y)
1510(低降伏点鋼)
245(SM490Y)(単位：mm)

図‑2 横つなぎ材の構造

従来形式 鋼管集成橋脚（表示倍率 3 倍）（表示倍率 10 倍）(a)変形状態

従来形式 鋼管集成橋脚（表示倍率は従来形式の 7 倍）(b)曲げモーメント図

図‑4 Pushover 解析結果

また，最大変形したときの曲げモーメント分布っていることに起因しており，このような塑性図を表示したのが図‑4(b)であるが，基部に作化状態が，鋼管集成橋脚の最大応答変位低減の用する曲げモーメントが従来形式の鋼製橋脚よ要因の一つであると考えられる．

り小さくなっていることが確認できる．
塑性化位置

2‑2 非線形時刻歴応答解析
次に従来形式と鋼管集成橋脚に対して、非線形時刻歴応答解析を行った結果を示す．解析は，鉛直方向に死荷重を作用させた状態で橋軸方向に対する応答解析を実施した．なお，入力地震
ｺﾝｸﾘｰﾄ充填部

波形としては道路橋に一般的に用いられているｺﾝｸﾘｰﾄ充填部

標準波形 3 波を用い，地盤種別はⅢ種地盤とした．

(a) 従来形式

提案形式(ダンパーなし)
提案形式（ ）内：比地震波 最大応答変位(m) 3波平均
Ⅱ-Ⅲ-1
0.764
0.646
Ⅱ-Ⅲ-2
0.670
Ⅱ-Ⅲ-30.504(1.00)
Ⅱ-Ⅲ-1
0.572
0.537
Ⅱ-Ⅲ-20.783
Ⅱ-Ⅲ-30.555(0.83)
Ⅱ-Ⅲ-10.5040.483
Ⅱ-Ⅲ-20.440
Ⅱ-Ⅲ-30.507(0.75)

従来形式(柱基部)提案形式(横繋材)
提案形式(鋼管柱)

12000
10000
8000
6000
4000
200000

従来形式に比べて，最大応答変位が 75%に低減100000あったためと考えられる．
図‑5 に各橋脚形式ごとの塑性化位置を示す．

τ(kN/m2)

す．ここで，3 波平均において鋼管集成橋脚が-0.05
200000材がエネルギーを吸収したことの２つの効果が20304050

図‑6 履歴吸収エネルギーの比較

表‑1 に各橋脚形式による最大応答変位を示

べ剛性が高く変形しにくいこと，及び横つなぎ10時間(sec)（※提案形式：鋼管集成橋脚）していることがわかる．これは，従来形式に比橋軸方向

塑性化位置-0.03-0.01

δ(m)

0.01

0.03

0-100000-200000-0.03-0.02-0.01

00.01

0.020.055000400030002000
10000-1000-2000-3000-4000-5000
0.03Q(kN)

モデル
従来形式

図‑5
履歴吸収エネルギー(kJ)

表‑1 最大応答変位(b) 鋼管集成橋脚γ

図‑7 下段横つなぎ材履歴曲線

鋼管集成橋脚においては，橋脚基部，コンクリート充填部の直上の鋼断面部，橋脚上部およびさらに，履歴吸収エネルギーの応答履歴を図‑6

３つの横つなぎ材で塑性化しているのがわかる． に示す．ここで鋼管集成橋脚では，ダンパーの履
これに対して，従来形式では，橋軸方向にお歴吸収エネルギーの割合が鋼管本体の約２倍とないては，橋脚基部とコンクリート充填部の直上っており，ダンパーが効率よくエネルギーを吸収の鋼断面部が塑性化しており，鋼管集成橋脚でしているといえる．さらに下段ダンパー部におけは従来形式と比較して，塑性化の程度が低い構るせん断応力とせん断ひずみの応答履歴曲線

造要素が複数個所に分散していることがわかる． （図‑7）において，最大せん断ひずみが３％近く
このことは，従来形式のラーメン橋脚では橋となっており，横つなぎ材のダンパー効果によっ軸方向においては単柱形式と同様な挙動を示すて，地震時エネルギーを効率よく吸収しているもが，本提案形式では柱単独でラーメン構造となのと判断できる．

３．縮小モデルによる載荷実験

なお，鋼管頭部は鋼製部材で連結する構造とし，鋼管基部は,鉄筋コンクリートのフーチングに埋前項までの鋼管集成橋脚の基本性能に関する確め込む方式 3)とした．

認を行うため，縮小モデルを用いた載荷実験を実施した．実験モデルの対象として，JCT 部を想定した高さ約 25m の橋脚を想定しており，通常の矩形断面鋼製橋脚での設計では断面形状が 3.0m×2.5m の矩形断面（板厚 24mm）に相当する．試設計により得られた鋼管集成橋脚の概略形状を図‑8に示す．
3‑1 試験体概要
前項において設計した橋脚にもとづき作製した試験体の概要を図‑9 に示す．試験ケースは，横つなぎ材の段数の違いによる降伏荷重ならび履歴吸収エネルギーの影響を確認するため，横つなぎ試験体No.1

試験体No.2材の段数を２段（試験体 No.１）及び３段（試験体 No.２）とした２ケースについて実験を行った．試験体の鋼材の諸元について表‑2 に示す。
なお、鋼管と横つなぎ材（フランジ部）との接合部には，鋼管の応力集中を緩和するため外ダイヤフラムを設置している．また，鋼管集成橋脚は４本の鋼管を一つの柱としたものであるが，実験では，橋軸方向の挙動にのみ着目することから，２本のみの鋼管により構成した試験体とした．
3500

8000

2250

3500

図‑9 試験概要ならびに試験体
表‑2 鋼材の材料強度（規格値/材料試験値）

2250
16055
247024700

247008645

コンクリート充填部

ケーソン φ6100
L=27.0m n=1 本

部材/鋼種
鋼管
STK490ﾌﾗﾝｼﾞSM490A
低降伏点鋼
LYP225許容応力度（N/mm2）

下降伏点or 0.2%
耐力引張強度（N/mm2）

2引張・圧縮（N/mm ）190315/467

190

325/398−205‑
245/236490‑/517
490‑
610/552
300‑400/306

3500

3500

3‑2 試験概要
試験は 2 つのジャッキ（500ｋN 水平ジャッ

φ1100×25

図‑8 鋼管集成橋脚の形状

キ,1500ｋN 鉛直ジャッキ）を用い、鉛直荷重（鋼管断面の軸降伏荷重の 10％）を載荷した状態で，水平荷重を正負交番に負荷した（図‑10）．

約 90％まで荷重が低下することを確認した．そ

設計時における試験体の耐力を表‑3 に示す．の後 16,17δy では 1 サイクルを載荷したもののなお試験体の耐力（計算値）は，横つなぎ材と17δy の−側負荷時，上段のせん断パネルより大鋼管をはり要素と仮定した骨組計算により算定しきな音が生じて，荷重の低下が確認された．最後

た．表‑3 に示すせん断パネルのせん断降伏耐力に水平変位+200mm まで載荷し試験を終了した．

は，せん断パネル（ウェブ）がせん断降伏応力になお，試験終了時の試験体の残留変位量は達する際の水平荷重 Py であり，このときの水平145.6mm であった．

荷重載荷位置の水平変位を１δy と定義した．

損傷状況としては，9δy 時に目視にて下段のなお，試験体 No.２は，No.１に比べせん断パネせん断パネルのせん断座屈を，さらに 13δy 時にルの塑性座屈耐力と鋼管の曲げ降伏耐力が近いこ同パネルに亀裂が生じていることを確認した．まとが特徴である．各δy ごとに３サイクルを載荷た鋼管基部には，16δy 時に局部座屈を確認した

し，正負漸増繰返し載荷を最大 17δy まで行った． ものの，せん断パネルの損傷の進展度が大きいことから判断して，試験体全体の挙動に与える鋼管の局部座屈の影響は小さく，試験体の最大耐力は，せん断パネルの損傷で決定したものと考える．
試験体 No.2 について, 11δy 時に最大荷重（+側 236.9kN）を確認し，15δy 時に最大荷重の約
1δy
3サイクル

2δy
3サイクル

3δy
3サイクル

4δy ・・・ 10δy （試験状況により判断）
3サイクル
3サイクル80％まで荷重低下することを確認した．その後
16,17δy では 1 サイクルを載荷し，最後に水平荷重

図‑10 載荷サイクル(水平荷重)

変位+200mm まで載荷したところ，鋼管基部にお表‑3 試験体の耐力（設計値）いて亀裂が生じたため試験を終了した．なお試験

試験体

せん断パネルのせん断降伏
せん断パネルの塑性座屈
鋼管の曲げ降伏横つなぎ材の曲げ降伏
鋼管の終局曲げ
（全塑性）

No.1
水平荷重
46.4 kN(水平変位4.65mm＝1δy)

No.2
水平荷重
60.1 kN(水平変位5.44mm＝1δy)96.7 kN

125.1 kN

122.0 kN

131.9 kN

127.4 kN

171.0 kN

170.0 kN

177.9 kN

終了時の試験体の残留変位量は 147.4mm であった．
損傷状況としては，9δy 時に目視にて下段のせん断パネルのせん断座屈及び同じパネルに亀裂が生じ，中段のパネルについても，せん断座屈，その後に亀裂が生じることを確認した．また鋼管基部は，12δy 時に局部座屈を生じ，その後の載荷サイクルの進展に伴い，耐力低下が大きくなることから，試験体の最大耐力は，鋼管の局部座屈により決定したものと考えられる．
以上の結果より，試験体 No.1,2 の損傷過程か

3.3 実験の概況
試験体 No.1,2 の水平荷重と水平変位との関係を図‑11〜14 に，包絡線とイベントとの関係をら，当初設計で想定したとおり，横つなぎ材が鋼管に先行して降伏し，その後せん断パネルの損傷が顕著となることを確認した．

図‑15，16 に示す．図中の水平変位は，試験体頭また，試験体 No.1,2 の相違について，No.2 の部のＨ鋼図心位置に設置した変位計により確認し初期剛性が No.1 に比べ 1.21 倍程度，また最大荷た変位である．試験体の概況を写真‑1 に示す.

重では 1.14 倍程度大きいこと，そして 5δy 程度

試験体 No.1 について,10δy 時に最大荷重（+側 207.1kN）を確認し，15δy 時に，最大荷重のまでは，No.2 は No.1 に比べ同一荷重に対する応答変位が低減可能であることを確認した．

200
150100水平荷重(kN)

500-50-100-150-200-100-80-60-40-20020406080

100

水平変位(mm)

図‑14 水平荷重と水平変位の関係（No.25δy まで）

試験体 No.1
下段部横つなぎ材損傷

なお試験終了後に試験体 No.1,2 とも，全ての写真‑1 試験終了時の試験体 No.1

横つなぎ材を２本の鋼管から切断し，鋼管頭部の最大水平荷重+207.1kN
水平変位10δy=78.1mm

250200で 16.5mm，No.2 で 9.0mm の戻り量を確認した．

150水平荷重(kN)

10050

水平変位の戻り量を測定した結果，試験体 No.1

せん断パネルの降伏荷重46.4kN
１δy=7.8mm

本結果は，最終荷重までにおいて，試験体No.2 に比べ試験体 No.1 の鋼管の損傷が小さいこ

0-50とを意味している．実橋脚においても，横つなぎ-100

材を取り外すことにより，橋脚の残留変位を，損-150-200

傷前に近い状態に復元することができるものと考

-250
-200

-150-100-50

050

100

150200水平変位(mm)えられる．

図‑11 水平荷重と水平変位の関係（No.1）

250

最大水平荷重+236.9kN
水平変位11δy=104.5mm

200

250

せん断パネルのせん断座屈
202.3kN(9δy)→←最大荷重 207.1kN(10δy)150

水平荷重(kN)

10050

水平荷重（kN）

200

せん断ﾊﾟﾈﾙの降伏荷重60.1kN
1δy=9.5mm0←鋼管基部の45°降伏 154.9kN(5δy)

150←鋼管基部の降伏133.1kN(4δy)
100-5050-100←せん断パネルのせん断降伏 46.4kN(1δy)-150

0-200-250-200

0-150-100-50

050

100

150

水平変位(mm)

60250

200
150

200

100

80 100 120
水平変位（mm）

140

160

180

200

せん断パネルのせん断座屈201.2kN(6δy)→←最大荷重 236.9kN(11δy)←鋼管基部の45°降伏 184.4kN(5δy)

50

水平荷重（kN）

水平荷重(kN)40

図‑15 試験体 No.1 の包絡線とイベント

図‑12 水平荷重と水平変位の関係（No.2）

0-50-100-150-200-10020200←鋼管基部の降伏160.7kN(4δy)

150

100
←せん断パネルのせん断降伏 60.5kN(1δy)

50-80-60-40-20020406080100

水平変位(mm)

図‑13 水平荷重と水平変位の関係（No.10020406080 100 120水平変位（mm）

1401601802005δy まで）

図‑16 試験体 No.2 の包絡線とイベント

3.4 履歴吸収エネルギ−

4. 経済性の検討

試験体 No.1,2 の水平変位 40mm（5δy 程度）までの履歴吸収エネルギ−を図‑17,18 に示す．ま

本文で対象としたラーメン構造形式の橋脚を例

た等価減衰定数と水平変位との関係を図‑19 に示として，従来式の矩形断面鋼製ラーメン橋脚とのす．横つなぎ材のエネルギ−はせん断力（横つなコスト比較を行った結果，架設費を除き，製作費，ぎ材に生じる曲げモーメントから求めた算定値）

材料費併せて約３割の削減が見込まれる結果となに相対変位を乗じて求めた算定値である．

った．これは，提案形式が市販のスパイラル溶接

試験体の履歴吸収エネルギーについて、水平変位 40mm（5δy 程度）までは，試験体 No.１の横鋼管を用いることにより，製作費を大幅に削減できたことが主な要因と考えられる．

つなぎ材は橋脚全体が吸収するエネルギーの約

また，従来形式の鋼製橋脚においては，アンカ81%を，試験体 No.２では約 89%を吸収しており，ーフレームが建設コストのなかでも大きな割合をレベル２地震動相当の５δy 程度までは概ね横つ示しており，本提案の形式では，フーチング結合なぎ材でエネルギーを吸収している．また，橋脚がスタッドによる合成構造となるためアンカーフ全体の等価減衰定数について，試験体 No.1,2 とレームを必要としない．そのため，基礎部まで含も 0.2 以上確保できることを確認した．

めると，本提案形式はさらに経済的に有効な構造形式となるものと期待できる．

60
全体-補正
横つなぎ材合計
上段の横つなぎ材
中段の横つなぎ材
下段の横つなぎ材

履歴吸収ｴﾈﾙｷﾞ－(kＪ)5040

5. まとめ30

既成鋼管を集成させた新しい橋脚構造について，

20

設計の基本方針を示すとともに，動的応答特性を10含めた鋼管集成橋脚野の基本性能の確認を行い，010203040水平変位(mm)

図‑17 試験体 No.1 の履歴吸収エネルギー60履歴吸収ｴﾈﾙｷﾞ－(kＪ)40

効率よくエネルギー吸収が図れており，主部材である鋼管基部の累積履歴エネルギーを大きく低減

3020させている．

10・横つなぎ材が鋼管に先行して降伏し，その後せ010203040水平変位（mm）

ん断パネルの損傷が顕著となるという，設計で想定した損傷過程と概ね同等であることが実験にお図‑18 試験体 No.2 の履歴吸収エネルギー
等価減衰定数 heq=1/2π×(⊿W/W）

れた結論は以下の通りである．
・鋼管を繋ぐ横つなぎ材のダンパー効果により，全体-補正横つなぎ材合計上段の横つなぎ材
下段の横つなぎ材

50縮小モデル実験により検証を行った．ここで得らいても検証された．
・橋脚頂部における応答変位が，従来形式と比較0.6
試験体No.10.5して大きく低減される結果となった．

試験体No.20.4・製作コストについては，従来形式と比較して約0.3３割程度のコスト縮減となった．さらに，フーチ

0.2

ング結合方法において，アンカーフレームが不要

0.1
0.0020406080100水平変位(mm)

図‑19 等価減衰定数120140160であることを鑑みると，さらなるコスト縮減効果が期待できる．

今後の課題として，横つなぎ材と鋼管との接合

3)日本道路公団設計要領第二集 橋梁建設編 5 章下部方法，及び上部工との取り合い構造を対象とした

構造 4‑4 鋼管コンクリート複合構造橋脚

要素実験による挙動の検証，さらに一層の設計の

4)金治英貞,鈴木英之,野中哲也,馬越一也：履歴型ダンパ合理化を目的として，鋼管集成橋脚全体としてのー付き鋼管集成橋脚の損傷制御構造に関する基礎的終局状態の定義について今後検討が必要であると

研究：構造工学論文集,Vol.50A,2004.3

考える．

5)金治英貞，米谷作記子，林訓裕，豊島径，西海健二：
鋼管集成橋脚の縮小モデル載荷実験による力学的特参考文献

性と設計妥当性の検討,構造工学論文集,第 13 巻第1) Marwan Nader,Rafael Manzanaarez, Man‑Chung49 号,2006 年 3 月

Tang：Seismic Resistant Design of the SingleTower of the New San Francisco‑Oakland BayBridge, 3rd International Suspension Bridge
Operators

Conference,2002.5.

2)鉄道総合技術研究所，大林組：ダンパー・ブレースを用いた鉄道高架橋の設計指針，2000.1

STUDY ON DEVELOPMENT AND PERFORMANCE OF A MULTIPLE STEELCOLUMN WITH THE SHARE PANEL
Fuminobu OKUNISHI, Hidesada KANAJI and Kunihiro HAYASHIThis report describes the investigations on the behavior of an integrated column consisting of multiple
steel pipes. The pier was built using damage control design so that major damage occurring in the pierwould be directed into the shear panels that connect each of the steel pipes together. The shear panels
made of low yield point steel have hysteretic energy dissipation capacity and can reduce acceleration anddisplacement response of the whole pier, thereby protecting the steel pipes. The current experimental
study was intended to verify this, using two types of specimen. The test results showed that the adopted
damage control design successfully directed major damage into the shear panels.

奥西 史伸

阪神高速道路株式会社
大阪建設部 工事企画グループ

Fuminobu Okunishi

金治 英貞(財)阪神高速道路管理技術センター
技術部 開発研究課

Hidesada Kanaji

林 訓裕

阪神高速道路株式会社
東京事務所

Kunihiro Hayashi