技報第 25 号

2010

東神戸大橋の耐震補強
阪神高速道路(株)建設事業本部堺建設部大和川線建設事務所
本州四国連絡高速道路(株)長大橋技術センター
阪神高速道路(株)大阪管理部保全計画課

長澤角
上見光弥
和夫
範彦

………………………………………………………………………………
要旨

1995 年の兵庫県南部地震以降，日本国内の橋梁については耐震補強が鋭意実施されてきているが，長大橋の耐震設計についてはこれまでの仕様設計では対応困難なものも多く，その技術的難易度・投資額等から一般高架橋の耐震補強に遅れをとっているのが現状である．しかしながら，これらの橋がひとたび大きな損傷を受ければ，その回復のためにかかる費用や時間などの影響は一般橋に比べて大きなものとなる．よって，これらの橋梁の耐震補強を早期に実施することが重要な課題であった．東神戸大橋は，５号湾岸線にかかる橋長 885ｍ（中央径間長 485ｍ）の鋼斜張橋であり，橋軸方向の支持形式は全支点可動のオールフリー形式となっている．そのため，耐震補強上，地震時橋軸方向変位を低減する対策が必要であった．本稿では，高減衰ゴムと拘束ケーブルを用いた新しい制震デバイスと，それを採用するために実施した耐震補強設計と性能確認実験結果について報告する．
キーワード:斜張橋，オールフリー，レベル２地震動，橋軸方向変位制御，積層ゴムダンパー，拘束ケーブル，
性能確認実験

はじめに鉛直ケーブル，中間及び端橋脚部ではペンデル支承により固定している．また，想定以上の地震に

東神戸大橋は，５号湾岸線の深江浜－魚崎浜間

よる橋軸方向変位に対しては，端橋脚に設置したに架かる橋長 885ｍ，中央径間長 485ｍの鋼斜張ベーン型オイルダンパーにより減衰機能を付加し橋である．主桁は，ダブルデッキのワーレントラている．

ス形式，塔は円形の水平梁を持つＨ型形式，ケー

東神戸大橋の耐震補強は，兵庫県南部地震によ

ブルは 2 面吊 12 段のハープ形式(表面には平行突る損傷と復旧，その後の耐震基準の見直し，更に起付き)となっている（図-1）．主桁の橋軸方向支は東神戸大橋の耐震補強設計用地震動の設定，性持形式は，塔部，中間及び端橋脚部全てで可動と能及び補強手法に関する検討等を経て 2009 年 10するオールフリー形式となっており，長周期化に月に完了した．本稿では，巨大地震時におけるトよる地震時水平力の低減を図っている．橋軸直角ラス桁の橋軸方向変位制御を目的として開発した

方向は，塔部，中間及び端橋脚部全てでウインド制震デバイスについて，その開発から実橋への適支承により固定している．鉛直方向は，塔部では用に至る技術的検討結果について述べる．

1

＜魚崎浜側＞＜深江浜側＞

橋 長 885m
中央径間 485m

側径間 200m

側径間 200m

24m

M

M

MM

M

M

海 P187

海 P186

海 P185

海 P184

海 P183

海 P182

図-1 東神戸大橋一般図

１．兵庫県南部地震における被災

供用期間中に発生する確率は低いが大きな強度をもつ地震動のことであり，タイプⅠ地震動（プレ1995 年 1 月の兵庫県南部地震で東神戸大橋は， ート境界型地震）とタイプⅡ地震動（内陸直下型落橋等の致命的な被害は受けなかったものの，多地震）に分けられる．また，耐震性能 2 とは，地くの支承，橋脚が損傷した．中でも大きな損傷は震による損傷が限定的なものにとどまり，橋とし端橋脚(海 P187)に集中しており，橋脚上に設置ての機能の回復が速やかに行い得る性能のことでされていた全ての支承(ウインド支承 1 基，ペンある．

デル支承 2 基，ベーンダンパー2 基)が損傷した．
この原因は，端橋脚に想定をはるかに上回る橋軸2-2 入力地震動直角方向の地震力が作用したことによるもので，入力地震動は，架橋地点で発生が予測される橋①ウインド支承のセットボルト(全 6 本)の破損，梁に大きな影響を及ぼすシナリオ地震動及び兵庫②ペンデル支承の損傷(ピンの脱落)，ベーンダン

県南部地震において東神戸大橋観測波（表-1）をパー支承の損傷，③伸縮装置部の浮き上がり(約用いて設定した．

52cm の段差)，④端部の鋼製ラーメン橋脚の座屈

まず，上記のシナリオ地震及び観測波の加速度(柱基部の局部座屈，水平梁の腹板せん断座屈)が応答スペクトルを包絡するスペクトルを作成し生じた．海 P187 橋脚の代表的な損傷状況を写真-（図-2），続いてそれを満たす調整波を作成して1 に示す．

耐震補強設計用の地震動とした．なお，ここで作成された包絡スペクトルは，橋軸方向に関しては

２．耐震性能評価方法

周期 2.3 秒から 6 秒の間の長周期領域では道路橋示方書レベル 2 タイプⅠとほぼ同等である．

2-1 レベル 2 地震動に対する耐震性能表-1

本検討においては，レベル 2 地震動に対して耐震性能 2 を満足させることを目標に，耐震補強設計を行った．ここで，レベル 2 地震動とは，橋の(a)入力地震動の設定に用いた地震

地震タイプ

地震名タイプⅠ

南海・東南海地震（シナリオ地震）

(b)
(c)
(d)
ウ イ ン ド 支承

写真-1

ペ ン デ ル 支承

ベ ー ン ダ ンパ ー

兵庫県南部地震における損傷状況

2

大阪湾断層（シナリオ地震）
タイプⅡ

有馬高槻構造線（シナリオ地震）
兵庫県南部地震（実観測）３．補強前構造の耐震性能

10000【海P182,187】
固有周期 0.6秒【補剛桁、塔】
固有周期 4.6秒

加速度応答スペクトル(gal)【海P183,186】
固有周期 0.4秒

3-1 橋軸方向
橋軸方向入力に対する照査の結果，許容値を満1000

たさなかった項目の時刻歴応答値の最大値と許容値を図-3 に示す．
100

①主桁と塔，橋脚の相対変位量は全ての箇所で許南海・東南海地震
大阪湾断層
有馬高槻構造線
東神戸大橋（観測波）
包絡スペクトル
道示レベル２タイプⅠ Ⅲ種地盤
道示レベル２タイプⅡ Ⅲ種地盤

容変位の 2 倍程度の応答が発生している．
（塔・橋脚により最大相対変位量が異なっているのは，減衰定数 2%

100.1

1.0

10.0

各々の塔・橋脚により上端部の時刻歴変位が異な周期(秒)るためである．）

図-2 包絡スペクトル(橋軸方向)②最下段ケーブルが許容値である降伏耐力に達し
2-3 解析モデル及び解析手法ている．

解析モデルは，鋼製橋脚，塔，主桁(トラスの③塔及び中間橋脚の柱部ひずみが許容ひずみを満上下弦材，斜材，横桁等)の軸力変動及び 2 軸曲足しなかった．(ペンデル支承の影響)

げの影響を考慮するとともに，材料非線形性を精④端橋脚上のベーンダンパー付近の応答変位，応度良く表現するため，ファイバーモデルを基本と答速度が設計値を越えている．

した橋梁全体系の 3 次元骨組モデルを作成した．
解析手法は，材料非線形性及び幾何学的非線形性

3-2 橋軸直角方向を考慮した複合非線形解析とした．

橋軸直角方向に対し，許容値を満たさなかった項目は以下のとおりである．

耐力超過OUT

耐力超過OUT

耐力超過OUT

耐力超過OUT

降伏耐力 13700kN

降伏耐力 13700kN

降伏耐力 13700kN

降伏耐力 13700kN

最大張力 16830kN

最大張力 16870kN

最大張力 16870kN

最大張力 16830kN

相対変位OUT
許容変位

0.939m

最大変位2.719m相対変位OUT
許容変位1.005m相対変位OUT

相対変位OUT

最大変位

2.039m

許容変位1.005m許容変位0.939m

最大変位1.936m最大変位2.029m相対変位OUT

相対変位OUT

許容変位0.900m最大変位2.361m：直ひずみ照査 OUT

柱部ひずみ照査OUT

柱部ひずみ照査OUT

柱部ひずみ照査OUT

柱部ひずみ照査OUTε a)max /αε y 37.31 εyε a)max /αε yε a)max /αε yε a)max /αε y 37.31 εy7.79 εy7.79 εy

図-3 補強前構造の照査結果（橋軸方向）
3許容変位0.900m

最大変位2.264m

①塔下段水平梁において許容ひずみを満足しなか３方法が採用されている．弾性固定法にあっては，った．

弾性ゴム支承や皿ばね等による場合(多々羅大橋，②中間及び端橋脚において，すべての柱基部及び櫃石・岩黒島橋等)，弾性拘束ケーブルによる場水平梁で許容ひずみの照査を満足しなかった．

合(名港トリトン等)がある．オールフリー構造は，橋軸方向の固有周期を長周期化し，地震力を大幅４．耐震補強設計に軽減するものであるが，反面，桁端変位量が大きくなるのが特徴である．

4-1 耐震補強設計の基本方針(2) 一般的な免震・制震デバイス

補強前の耐震性能照査結果を踏まえ，耐震補強

オールフリー形式長大斜張橋の橋軸方向変位量の基本方針（補強箇所及び補強内容）を表-2 のを設計移動可能量以下に抑えるためには，ダンパように設定した．ここで，耐震補強方法としてはー等による減衰効果を取り込むことが必要不可欠「塔，橋脚の全ての支点で可動とするオールフリとなる．しかし，従来から用いられてきた特殊充ー構造とすることにより橋軸方向の固有周期を比填材ダンパー，制震ブレース(軸方向型)，制震パ較的長くすることにより地震力を軽減する」といネル(せん断型)等を本橋に適用しようとしても，う建設時の設計思想をできる限り踏襲する方法を現状の限られた設置スペースや抵抗力・ストロー検討した．その結果，本橋の耐震補強は耐力補強クといった制約条件から全て適用範囲外となったではなく，制振デバイス(ダンパー)により橋軸方(表-3)．

向の水平変位を制御することとした．また，鋼断(3) 減衰機能を有する変位制御装置

面の座屈パラメータを満足しない構造部位は，補本橋で採用した減衰機能を有する変位制御装置

剛材の設置等により局部座屈が生じないようにすの構造を図-4 に示す．この変位制御装置は，積るじん性補強を基本とし，目標とする耐震性能を層ゴムダンパーと拘束ケーブルでダンパーシステ確保することとした．

ムを構成しており，その特徴を以下に示す．
表-3

4-2 減衰機能を有する変位制御装置の開発

形補強構造

補強目的主桁の変位制御

塔

橋軸方向変位制御装置の設置

主桁と橋脚の橋軸方向の相対変位量が既設支承等の可能移動量以下となるように変位を制御する．

支承補強

中間橋脚

ウィンド支承取付部の補強ウィンド支承取付部の耐力補強を行い，橋軸直角地震時水平反力に十分抵抗できる降伏水平耐力を確保する．

縦補剛材の補強

既設縦補剛材を補強し，曲げ圧縮に対する座屈強度の低下を防止する．

縦補剛材の設置

板パネルを縦補剛材で補強し，曲げ圧縮に対する座屈強度の低下を防止する．

水平補剛材の設置

腹版に水平補剛材を設置し，せん断座屈強度の低下を防止する．

端部橋脚

負反力ケーブル支承

フェールセーフ対策として，ペンデル支承が損傷した時の桁の浮上がりを防止するため，負反力ケーブル支承を端部橋脚に設置する．

塔

緩衝装置

フェールセーフ対策として，塔部ウィンド支承が損傷した場合に主桁と塔柱とが衝突する可能性があるため，塔柱に緩衝装置を設置し，衝突力を緩和させる．

じん性補強

塔
橋脚（柱，梁）Ｆ・大きな変位に追随可能Ｕ
δy(a) 積層ゴムダンパーδm○(b) 履歴曲線

・既製品の最大ストロークは25㎝程度

特殊充填材
ダンパー

耐震補強の基本方針

適 用

Ｆ
Ｆ

高減衰ゴム
ダンパー

①１～多点固定，②弾性固定，③オールフリーの補強箇所

特 徴 と 課 題Ｃ

長大斜張橋の橋軸方向耐震固定法としては，補強区分

構 造 図
Ｌ

(1) 従来の耐震固定技術

表-2式

免震・制震デバイスの比較→ 特注品として開発が必要（高コスト）△

制震ブレース（軸方向型）

・小さな軸方向変形でもエネルギー吸収効果が大・大変位には適さない
・部材長は約35m必要

×

制震パネル
（せん断型）

・小さなせん断変形でもエネルギー吸収効果が大・大変位には適さない
・パネル高さは約10m必要

×

桁下弦材

積層ゴム

ケーブル
塔横はり積層ゴム

フェイルセーフケーブル積層ゴムの変形状況（平面図）

図-4 橋軸方向変位制御装置4a)桁にかかる地震時慣性力により積層ゴムを塑性設計にあたっては，ゴムダンパーの設置条件を変形させ，履歴減衰効果により地震時慣性力を低構造及び施工面から調査の上，平面寸法と高さを減させる．

パラメトリックに変化させた時刻歴応答解析を行b)積層ゴムダンパーと拘束ケーブルが協働して桁うことによりゴムの最適形状を決定した（図-5）．にかかる地震時慣性力を塔に伝達し，桁の橋軸方判断基準は，①ゴム体の体積(コスト)が小である

向変位を設計移動可能量以内とする．

こと，②塔と主桁の相対変位量が許容値 900mm 以c)拘束ケーブルは，桁と塔間に生じる上下方向，内であること，③塔基部の最大発生モーメント等水平方向，及び回転方向の変位差を吸収する．

が許容値以内であることとした．

d)積層ゴムを縦置きのサンドイッチ型にしたこと(5) ゴムの履歴特性のバラツキとその影響度により，横置きの場合に生じる偏心曲げが作用せ将来，大地震が発生した際に，設計で想定してず，積層ゴムがスムーズに変形可能となる構造でいる地震時応答と比較して実際の応答がばらつくある．

ことが考えられる．今回，ゴムのγa を 300％にe)大変位，大反力に対応が可能である．

緩和することによりゴム体の公称性能に対する余(4) 変位制御装置の設計裕(安全率)が小さくなっており，ゴムの温度依存

積層ゴムダンパーの寸法・形状については，設性等による履歴特性値のバラツキを吸収できなく計上の要求性能を満たし，かつ，なるべく小さくなる可能性が懸念された．そこで，ゴムの履歴特した方が施工面及びコスト面から望ましい．また， 性値のバラツキの程度及びそれによる地震応答特ゴムを縦置き構造にしたことから死荷重による鉛性への影響について検討を行った．ゴムダンパー直反力を受けない．このため，ゴムの局部支圧にの特性値がばらつく大きな要因としては，「温度，対して有利な使用条件下にあることから，ゴムダ面圧，せん断疲労によるゴムの剛性の変化」が考

ンパーの許容せん断ひずみ(以下「γa」という)えられる．今回のダンパー設置条件下では，それを，一般に用いられる 250%から 300%に緩和する

らの要因によるゴムの等価剛性のバラツキは+20%こととした．なお，５．にて述べるとおりゴムの～-10%の範囲に収まると考えられる．そこで，ゴせん断変形性能について，325%のせん断ひずみムの等価剛性を 20%硬くしたケースと 10%軟らか（約 10%の安全率を考慮）に対しても破断しないくしたケースについて，時刻歴応答解析により履ことを確認している．

歴特性値の地震応答値への影響度を確認した．その際に，バラツキを考慮したケースの地震応答値についてはγa を 325%に割り増して照査すること

最適ケースのゴム形状：1170×1170×厚さ 200mm
最大応答せん断ひずみ：272%とした．その結果，(4)で設計した形状で許容値を満足する（最大応答せん断ひずみ 299%）こと

ゴム体積 (m3)を確認できた．

５．減衰性能を有する変位制御装置の性能確

ゴムの応答せん
断【許容値 ひずみ (%)：300%】

端【許 橋脚容 変値 位：900 (mmmm )】認実験
積層ゴムダンパーとケーブルを組み合わせた変位制御装置は，既往の橋梁での施工実績がなく，実橋への適用に当たっては確実に性能を発揮でき

図-5 ゴムせん断ひずみ，端橋脚変位及びゴムるか確認する必要があった．そこで，実構造と同体積の関係様のシステム供試体(1/4 縮小モデル)を使用した
5

せん断変形性能確認実験を実施し，実橋への適用(2) 面圧依存性の確認が可能であることを確認した．以下に実験概要を構造解析に用いる積層ゴムの特性値は，面圧有示す．

りの条件で算出されているため，実験により確認する．

5-1 実験概要(3) せん断変形性能の確認

実験は，実構造と相似の 1/4 縮小モデルを用い今回設定したレベル 2 地震時の許容せん断ひずて実施した．試験体は，積層ゴム，連結板，側板

みγa=325％までのせん断変形を受けても破断し及びブラケットで構成される(図-6，写真-2)．水ないことを確認する．せん断ひずみが 325％に相平荷重は，油圧ジャッキにより片側から引張・圧当する水平変位を 1 サイクル載荷し，積層ゴム体縮の両方向に載荷する．

が破断することなく，エネルギー吸収機能を有することを確認する．今回の実験に使用した積層ゴ

5-2 実験の目的と内容ムの諸元を表-4 に示す．

(1) ダンパーシステムの性能確認
積層ゴムダンパーの挙動が設計モデルに適合し5-3 実験結果た履歴特性(履歴ループ)を描き，有効に機能する(1) ダンパーシステムの性能確認結果ことを確認する．せん断ひずみ±175％に相当す

積層ゴム単体実験で得られた等価剛性，等価減る水平変位を繰り返し 5 回載荷．特性値としては， 衰定数と今回のダンパーシステム(積層ゴム 4 体第 5 サイクルの荷重変位履歴データに基づき，等組み合わせ)のそれとを比較した結果を図-7 に示

価剛性及び等価減衰定数を算出する．

す．システムにおいても積層ゴム単体の場合とほぼ同様な等価剛性，等価減衰定数が得られ，設計上の特性値設定が妥当であることが確認できた．

ゴムダンパー供試体

表-4

加振方向

ロードセル

実寸

1/4モデル1.2

1.21150×1150

300×300

断面積 (m 2)

1.320.09

ゴム厚 (mm)257

層数 (層)

88

せん断弾性係数
G平面寸法(N/mm 2)(mm)×(mm)

反力壁

積層ゴムの諸元

油圧ジャッキ図-6 実験装置の全体図

ゴム層厚 (mm)200

56

１次形状係数11.5

10.7

２次形状係数5.75

5.36

水平荷重 (kN)

1000
800
600
400
200
0-200-400
ゴム単体４体-600-800
システム-1000-100-80 -60 -40 -20 0 20 40 60 80 100
水平変位 (mm)

図-7 積層ゴム単体試験とシステム性能確認
写真-2

実験装置の全景状況

実験における履歴特性の比較
6

(2) 面圧依存性の性能確認結果

ーと主構(下弦材)の格点部に設置した鋼製ブラケ

せん断ひずみを±175%とし，面圧を 0～3.0Mpa

ットとをセミパラレルワイヤケーブル(SPWC，φ7の間で変化させた case1～case4 の履歴特性を図-×397 本(直径 175mm))で接続した．そして，ケ8(a)に示す．また，case-1(面圧がゼロ時)の等価ーブルに初期プレストレス(2000kN)を導入するこ剛性及び等価減衰定数を基準とし，面圧を変化さとにより，自重によるサグ量を低減し地震時の慣せた時の比率をプロットしたグラフを図-8(b)に性力を速やかにケーブルに作用させることができ示す．まず，履歴特性は，面圧を変化させても影るようにした．また，将来のメンテナンスを考慮響が無い事が分かった．また，面圧を変化させてして塗装塗り替えが困難となる塔部に設置するゴも等価剛性はほとんど変化せず，等価減衰定数はムダンパーについては，アルミニウム－マグネシ10％程度変化が見られる．実験を case-1 からウム溶射を採用し，長期の防食性能を確保できるcase-4 の順に実施したことを考慮すると，等価ようにした．

減衰定数の低下は面圧の影響よりも載荷順序，すこのようにして，東神戸大橋の耐震補強工事はなわち積層ゴム自身の疲労の影響が大きく，面圧完了し，東神戸大橋の美しい景観を損なうことな依存性は小さいと考えられる．

く耐震補強を行うことができた(写真-3)．

(3) せん断変形性能の性能確認結果

７ ．結論

せん断ひずみ±325%に相当する水平変位を与えた時の履歴特性を図-9 に示す．この結果，積層ゴムダンパーはせん断ひずみが 325％に達して東神戸大橋の耐震補強において最大の課題となも破断することはなく，エネルギー吸収性能を十ったのは，地震時橋軸方向変位制御であった．建分発揮することが確認できた．

設時の想定を遙かに上回る巨大地震を想定することにより，補強前の構造では桁の橋軸方向変位が６．東神戸大橋への設置許容値の 2～3 倍に達することとなった．その桁の挙動を制御するためには既存の制震デバイスで変位制御装置の設置にあたっては図-10 に示すは抵抗力やストロークの容量が不足するため，新ように，塔の水平梁部に設置した積層ゴムダンパ

たなタイプのデバイスを開発する必要があった．
本橋では，高減衰ゴムとケーブルを組み合わせ

1000
800600水平荷重 (kN)

400
2000-200-400

Case 1: 面圧ゼロ
Case 2: 面圧 3.0 MPa
Case 3: 面圧 1.5 MPa
Case 4: 面圧 0.5 MPa
設計モデル-600-800-1000-120 -90-60-30030
水平変位 (mm)6090120(a) 面圧有無による履歴特性

case-1 に対する変化率

1.3
等価剛性

1.2

等価減衰定数1.1
10.90.80.7

積層ゴムダンパー
case-1case-2 case-3

case-4

拘束ケーブル( )内は （0 MPa) (3.0MPa) (1.5MPa) (0.5MPa)
面圧を示す
実験ケース

鋼製ブラケット(b) 面圧有無による特性値の比較

図-10 塔部の橋軸方向変位制御装置

図-8 面圧依存性確認
3000

引き 309%変形

水平荷重 (kN)

2000
1000

0-1000-2000

押し 325% 変形-3000-200-1000
水平変位 (mm)(a) 全景100200(b) 積層ゴムダンパー(c) ケーブル

写真-3 耐震補強後の東神戸大橋

図-9 せん断ひずみ 325%時の履歴特性

7

ることにより大反力・大変位に対応できるダンパ

耐震補強設計にあたっては㈱綜合技術コンサルタ

ーシステムを開発し，縮小模型を用いた性能確認

ント(概略設計)及び大日本コンサルタント㈱(詳を経て，実橋への適用を行った．その結果，橋軸細設計)の関係各位にご協力頂いた．ここに記し方向に対してすべての部材が所要の耐震性能を満て謝意を表する次第である．

足することができた．このダンパーシステムは，参考文献

他橋にも適用可能なものであり，今後設計を行う

1) 角 和夫，長澤 光弥，曽我恭匡，木田 秀人：オールフリー形式長大斜張橋の耐震補強，橋梁と基礎，
Vol.44，No.6，2010.
2) 五十嵐晃，井上和真，夛屋文子，家村浩和，吉田雅彦，
姫野岳彦，長澤光弥：複数のゴム体を用いた積層ゴ
ムダンパーの載荷試験による基本性能の検討，土木学会地震工学論文集，Vol.30, pp.450～455, 2009.
3) Nagasawa, M., Sumi, K., Tasaki, K. and Iemura, H.:
Seismic Retrofit of the All-Free Type Cable-Stayed
Higashi-Kobe
BridgewithNew
EnergyDissipation Devices, 5th World Conference on
Structural Control and Monitoring (5WCSCM),#10387, 2010.

橋梁の免制震デバイスの候補として検討に値するものである．
謝辞：変位制御装置開発や性能確認実験の企画・管理において，家村浩和京都大学名誉教授（近畿職業能力開発大学校）及び五十嵐晃京都大学准教授には多大な御指導と御助言を賜り，また㈱川金
コアテックの関係各位にご協力を頂いた．また，SEISMIC RETROFIT OF THE HIGASHI-KOBE BRIDGE
Mitsuya NAGASAWA, Kazuo SUMI and Norihiko AGEMI
Seismic retrofit has been intensely promoted on bridges in Japan since the 1995 Hyogo-ken Nanbu
Earthquake. However, projects on long-span bridges are delayed as compared to other standard bridges
due to technical difficulties and required investment size, because conventional designs and specifications
are obsolete for new seismic design of long-span bridges. Once seriously damaged, these bridges will
require incomparably large cost and time for restoration. Early implementation of seismic retrofit on
long-span bridges has been a critically urgent issue. The Higashi-Kobe Bridge on the Hanshin
Expressway is an 885 m long cable-stayed steel bridge with a center span of 485 m. Since its girder ismade fully movable longitudinally at all supports to make it a long period structure, some measure toreduce seismic displacement needed to be included in its seismic retrofit. This paper reports developmentof a new energy dissipation device using high damping rubber and restraining cables as well as seismic
retrofit design and performance verification test with reduced models carried out before practicalapplication to the existing bridge.

長澤 光弥

角 和夫

上見 範彦

阪神高速道路株式会社
建設事業本部 堺建設部
大和川線建設事務所
Mitsuya Nagasawa

本州四国連絡高速道路株式会社
長大橋技術センター
耐風・耐震グループ
Kazuo Sumi

阪神高速道路株式会社
大阪管理部
保全計画課
Norihiko Agemi

8