第9回地震時保有耐力法に基づく橋梁等構造の耐震設計に関するシンポジウム講演論文集（2006年2月）

低降伏点鋼板を用いたせん断パネル型
制震ストッパーの研究
谷一成1・佐合

大1・谷中聡久2・小池洋平2・鵜野禎史3・姫野岳彦3

1正会員

高田機工株式会社 技術本部設計部(〒556-0011大阪市浪速区難波中2丁目10番70号)
株式会社横河ブリッジ 技術本部技術研究所(〒273-0026千葉県船橋市山野町27番地)
3正会員 川口金属工業株式会社 技術本部技術1部(〒332-8502埼玉県川口市宮町18番19号)

2正会員

１．まえがき下部工は支承条件を可動としたことにより慣性力の低減可能となることから，より小さな断面での設計が可能と兵庫県南部地震以降，新設橋梁では反力分散支承やなり経済性を図ることが期待できる．また，標準の BP-免震支承を用いて，上部構造の慣性力を複数の下部構造B 鋼製支承を使用することにより反力分散支承や免震支に分散させることや固有周期を長周期化し減衰性能を向承に比べて大幅な経済性を図ることが期待できる．それ

上させることにより上部構造の慣性力の低減を図る構造に加え，ゴム製の免震支承で使用できない負反力が生じが一般的である．しかしながら，それにともない移動量る橋梁でも制震効果を発揮できるという特徴がある．

が増加し，桁遊間が増大し伸縮装置が大きくなってしま

本稿では，単純I桁橋，2径間連続I桁橋，3径間連続I桁う等の問題点もある．反力分散支承では移動量が過大と橋を対象とした制震ストッパーの適用を目的に動的解析なるため同一形状で高価となる免震支承を用いて変位をを行い，その効果および経済性についての検討ならびに低減する場合もある．他にも，負反力が常時作用する橋制震ストッパーの基本特性の性能確認試験を報告する．

梁では反力分散支承や，免震支承を適用できない問題点も残されている．また既設橋梁においても，下部構造の補強をはじめ耐震補強工事が実施されているが，施工条件が困難である場合や，既設構造の耐力や遊間が不足する場合なども多く補強工事はいまだに完了していない．
そこで，反力分散支承や免震支承の問題点を解消し，制震効果が高く既設橋への適用性も良好で経済性にも非(a) 一般的な耐震補強

常に優れた構造として低降伏点鋼板を用いたせん断パネル型制震ストッパー(以下制震ストッパー)の適用を提案
する．
本提案構造は，橋台または橋脚に制震ストッパーと可動支承を設置し，その他の支点には可動支承のみを設置する構造である．制震ストッパーを設置した箇所の支承(b) 制震ストッパーによる制震構造

条件は，鉛直荷重を可動支承が分担し，制震ストッパー

図-1 制震ストッパー設置例

が常時・レベル 1 地震動では固定，レベル 2 地震動では２．制震ストッパーの概要

制震デバイスとして水平力を分担する機能分離構造である(図-1 参照)．
レベル 2 地震時には，制震デバイスに慣性力を集中さ

低降伏点鋼の機械的性質は，表-1に示すように普通鋼せてエネルギーを吸収し慣性力を低減することができ，材に比べて適度な低降伏点特性を示し，降伏点を狭い範移動量も小さくすることが期待できる．また，その他の囲に収める仕様となっている．破断伸びも40～50%と大1

表-2 解析ケース

表-1 低降伏点鋼の機械的性質
鋼種

種類の記号

低降伏点鋼

LY100
LY225

降伏点 引張強度 破断伸び(%)(N/mm2) (N/mm2)5080～120 200～300
40205～245 300～400

溶接構造用
圧延鋼材

SM400A

245以上 400～510

地盤種別
単純I桁橋
2径間連続I桁橋
3径間連続I桁橋(a) 固定・可動18

塑性座屈
せん断降伏
せん断耐力

2種地盤

地域区分 上部工重量6180ｋN
A区域
12350ｋN
18530ｋN

K/100

Case1-1

単純Ｉ桁橋

Case1-2-1

2径間連続Ｉ桁橋（A1橋台固定）

Case1-2-2

2径間連続Ｉ桁橋（P1橋脚固定）

Case1-3-1

3径間連続Ｉ桁橋（A1橋台固定）

Case1-3-2

3径間連続Ｉ桁橋（P1橋脚固定）

レベル1
レベル2
レベル1
レベル2
レベル1
レベル2
レベル1
レベル2
レベル1
レベル2

A1

P1

P2

A2固定

-

-可動

固定

可動-

可動

可動

固定

-

可動固定

可動

可動

可動

可動

固定

可動

可動

(b) 分散・免震支承

K

Case2-1(Case3-1)

単純Ｉ桁橋

Case2-2(Case3-2)

2径間連続Ｉ桁橋

Case2-3(Case3-3)

制震ストッパーのせん断変形

3径間連続Ｉ桁橋

レベル1
レベル2
レベル1
レベル2
レベル1
レベル2

A1

P1

P2

A2

分散
（免震）

-

-

分散
（免震）

分散
（免震）

分散
（免震）

-

分散
（免震）

分散（免震）

分散（免震）

分散（免震）

分散（免震）(c) 制震ストッパー

図-2 制震ストッパーの履歴特性Case4-1

単純Ｉ桁橋

Case4-2-1

2径間連続Ｉ桁橋（A1制震ストッパー）

Case4-2-2

2径間連続Ｉ桁橋（P1制震ストッパー）

Case4-3-1

3径間連続Ｉ桁橋（A1制震ストッパー）

Case4-3-2

3径間連続Ｉ桁橋（P1制震ストッパー）

レベル1
レベル2
レベル1
レベル2
レベル1
レベル2
レベル1
レベル2
レベル1
レベル2

A1
固定
ストッパー
固定ストッパー

P1

P2

A2

--可動

可動-可動

固定ストッパー

-可動

固定
ストッパー

可動

可動

可動

可動

固定
ストッパー

可動

可動

可動ストッパーとする．また，制震ストッパーの設置位置による効果を確認するために連続桁では，橋台と橋脚にそ図-3 断面図

れぞれ設置した場合による比較も行う．なお，橋台およきな伸び性能を有している．そのため，制震ダンパー用び橋脚については，各解析ケースの性能を満足するようの鋼材として，建築分野では既に数多くの実績がある．

設計を行い断面決定した．解析ケースを表-2に示す．

制震ストッパーは低降伏点鋼パネルがせん断変形す(2) 解析条件と解析モデルることによってエネルギー吸収し，地震時に生じる構造物への慣性力を低減させるものである．制震ストッパー

動的解析には，TDAP Ⅲを用い，数値積分法はの非線形特性としては，図-2のような履歴特性を有してNewmark- 法，積分間隔は0.01秒とし，減衰はレーリーおり，せん断パネルが降伏後のエネルギー吸収を行う構減衰を用いた．入力地震波には，Ⅱ種地盤用のTypeⅡ3造である．

波形を用い橋軸方向に対し解析を行った．

このような特徴より，固定支承部への適用を考えた

モデル化は，A1・A2 橋台，P1・P2 橋脚，上部工を梁場合，常時・レベル1地震動に対しては，せん断パネル要素でモデル化した．上部工・橋台は線形とし，橋脚は，の降伏を許さず固定の挙動を呈し，レベル2地震動に対基部に塑性ヒンジを設け非線形回転バネ要素でモデル化

してはパネルが降伏し制震ストッパーとしてエネルギーし，復元力特性は武田モデルとしている．基礎は，連成吸収する構造となる．

項を考慮したバネでモデル化している．制震ストッパー
は支承位置に非線形バネ要素でモデル化し，トリリニア

３．制震ストッパーの橋梁への適用性の検討型とした．解析モデルの一例を図-4 に示す．

(1) 対象橋梁(3) 制震ストッパーの設定

対象橋梁は図-3 に示す断面の支間長 40mの単純 I 桁橋，2 径間連続 I 桁橋，3 径間連続 I 桁橋の 3 種類の橋梁を対制震ストッパーの断面決定については，常時・レベ
ル1地震時においては固定支承として挙動し，レベル2地象に制震ストッパー設置時の効果について検討を行った． 震動に対してはダンパーが降伏しエネルギー吸収を行う
支承部の水平力-水平変位の比較を行うため，支承条ことから，レベル1地震動では，降伏しないようにまた件を①固定可動，②反力分散構造，③免震構造，④制震レベル2では，塑性座屈しない範囲で断面を設定した．
2図-4 解析モデル(3径間連続 I桁橋)
表-4 各ケースの固有周期(a) 単純 I 桁橋

START
L1 地震時の設計水平反力の算出（制震ストッパー設計せん断降伏荷重の決定）

Case1-1
Case2-1
Case3-1
Case4-1

非線形せん断バネモデルの作成（せん断降伏荷重・変位の算出）（塑性座屈荷重・変位の算出）（せん断限界変位の算出）（固定・可動）（分散支承）（免震支承）（制震ストッパー）

固有周期(Sec)
0.276
0.920
1.143
0.289

(b) 2径間連続 I 桁橋

動的解析

・橋脚の照査・制震ストッパーの限界変位の照査
・桁遊間の照査

固有周期(Sec)Case1-2-1
0.342（A1橋台固定）
Case1-2-20.494（P1橋脚固定）
0.975
Case2-2（分散支承）
Case3-2
1.147（免震支承）
0.361Case4-2-1（A1橋台制震ストッパー）
Case4-2-2（P1橋脚制震ストッパー）
0.526

NOYESEND

図-5 制震ストッパー設計フロー

価式は，文献1)に従い算出した．評価式の適用性は後述

表-3 制震ストッパーの断面諸元
Hdmm
パネル高さDwmm
パネル幅twmm
パネル板厚
制震ストッパー設置数
σY N/mm2
降伏応力度
せん断降伏強度 τy N/mm22
塑性座屈応力度 τu N/mm
kN
せん断降伏荷重 S ySukN
塑性座屈荷重δymm
降伏変位mm塑性座屈変位 δudδudmm
限界変位

単純I桁橋
500
500
84225
129.9249.4
2078
3990
0.820
76.2
59.4

2径間I桁橋500
500
174225
129.9
264.0
4417
8977
0.820
85.560.0

する性能確認試験で確認している．本橋梁に用いた制震3径間I桁橋500
500
176225129.9
264.06625
134660.820
85.5
60.0

ストッパーの断面緒元を表-3に示す．
(4) 固有値解析
全体系の粘性減衰行列はレーリー減衰を用いているが，レーリー減衰係数を設定する際に行った固有値解析では制震ストッパーの1次剛性に比例した粘性減衰と履歴減衰を見込んでしまう．そのため，ストッパーの1次剛性に比例する粘性減衰を無視し，履歴減衰のみを考慮した．

せん断降伏荷重：Sy = tw・B・τy(1)

免震支承については等価剛性を用いた．表-4には，固有

せん断降伏変位： y=τy・ Hd / Gs(2)

塑性座屈荷重：Su= tw・B・τu(3)

値解析結果を示す．なお，3径間連続I桁橋のケースは，2径間連続I桁橋の場合と差異がないため省略する．

塑性座屈変位： u= y + (τu -τy)・H / 0.01Gs(4)せん断限界変位： ud = { 0.12 - (D / tw – 30 ) /100 }H (5)(5) 解析結果

ウェブの塑性座屈応力度：{(a) 支承部の比較}

τ u = 1.02 /( D / t w − 0.26) + 0.6 τ y

TypeⅡ地震動における水平力-水平変位の最大平均値(6)の比較を行った結果を表-5 に示す．単純 I 桁，2 径間連

一般化幅厚比：D t w = (D / t w ) σ y / E s

続 I 桁，3 径間連続 I 桁の全てのケースにおいて橋台に制震ストッパーを設けると固定・可動に比べて，50％程度(7)水平力が減少している．変位量は制震ストッパーでは最D = ( DB + D H ) / 2

大で 60mm と，分散支承(最大 440mm)，免震支承(最大ここに，280mm)に比べて小さくなる結果となった．

tw：ウェブ厚，B：ウェブ全幅，Hd ：ダンパーの高さ

中間支点に制震ストッパーを設けると，2 径間連続 I

DB：補剛材の横間隔，DH：補剛材の縦間隔桁橋では，固定・可動に比べて 20%程度，3 径間連続 I

Es：鋼材の弾性係数，Gs：鋼材のせん断弾性係数

桁では 5%程度と径間数が増えるに従い効果が低い結果

制震ストッパーの断面は，図-5に示す設計フローに従となった．そのため，中間橋脚に制震ストッパーを設置って決定した．なお，ウェブの塑性座屈耐力に関する評する際には橋脚の水平耐力を十分に持たせることにより
3

表-5 支承部の水平力-水平変位(a) 単純 I 桁橋
Case1-1(固定・可動)A1橋台

水平力(kN)
7,467

水平変位(m)-Case2-1(分散支承)
水平力(kN)
6,308

Case3-1(免震支承)水平変位(m)0.415

水平力(kN)
2,269

Case4-1(制震ストッパー)

水平変位(m)0.218

水平力(kN)
3,457

水平変位(m)0.057(b) 2径間連続 I 桁橋
Case1-2-1(A1橋台固定)

Case2-2(分散支承)

Case1-2-2(P1橋脚固定)

水平力(kN)

水平変位(m)

水平力(kN)

A1橋台

15,751--P1橋台--

9,214

水平変位(m)Case3-2(免震支承)

Case4-2-1
Case4-2-2(A1橋台ストッパー) (P1橋脚ストッパー)

水平力
(kN)

水平変位(m)

水平力(kN)

水平変位(m)

水平力(kN)

水平変位(m)

水平力(kN)

水平変位(m)

-

6,006

0.389

2,1710.277

7,483

0.059

---

7,750

0.274

5,135

0.218-

-

7,532

0.059

(c) 3径間連続 I 桁橋
Case1-3-1(A1橋台固定)
水平力(kN)

Case1-3-2(P1橋脚固定)

水平変位(m)Case2-3(分散支承)

水平力(kN)

水平変位(m)

水平力(kN)

Case3-3(免震支承)

水平変位(m)

水平力(kN)

Case3-3-1
Case3-3-2(A1橋台ストッパー) (P1橋脚ストッパー)

水平変位(m)

水平力(kN)

水平変位(m)

水平力(kN)

水平変位(m)

A1橋台

25,477--

-

7,080

0.437

2,347

0.259

11,1280.058--

P1橋脚--

10,733-

7,585

0.316

4,709

0.211

--

10,1680.053

0.3

10000075000

0.2

M (kNm)

Displacement(m)

50000
0.1

0.0

25000
0-25000-0.1-50000-0.2

Case3-2(免震支承)
Case4-2-1(A1制震ストッパー)

-0.3
01020

Case1-2-2(P1固定)
Case2-2(分散支承)
Case3-2(免震支承)
Case4-2-2(P1制震ストッパー)-7500030-100000-0.01240-0.009-0.006-0.003

Time(Sec)

0.006

0.009

0.012

表-6 中間橋脚の曲げモーメント-回転角

せん断限界変位

6000(a) 2径間連続I桁

4000

Load(kN)

0.003

図-8 M- 関係（2径間連続 I桁橋）

図-6 時刻歴応答変位(2 径間連続 I桁橋)
8000

M(kNm)

2000
0-2000(rad)ya(rad)(rad)Case1-2-2(P1橋脚固定)82,1060.00620.00110.0243

Case2-2(分散支承)

47,9350.01180.00130.0165

Case3-2(免震支承)

46,8810.00290.00130.016562,8270.00390.00120.0266

Case4-2-2 (P1橋脚ストッパー)-4000(b) 3径間連続I桁-6000

Case1-3-2(P1橋脚固定)M(kNm)
96,183

Case2-3(分散支承)

47,0670.01080.00130.016546,59686,8850.00200.00650.00130.00110.01650.0234

Case4-2-1(A1制震ストッパー)

-8000
-0.08

0.000

θ (rad)

-0.06

-0.04

-0.02

0.00

0.02

0.04

0.06

0.08

Displacement(m)Case3-3(免震支承)
Case4-3-2 (P1橋脚ストッパー)

図-7 制震ストッパー履歴曲線(2径間連続 I桁橋)

制震ストッパーの効果が有効に働くことが期待できる．

ya(rad)0.0113(rad)0.0010(rad)
0.0157

ん断限界変位以内に収まっているのが確認できる．

図-6 には 2 径間連続 I 桁の時刻歴応答変位図を示す．

以上より制震ストッパーを橋台・橋脚に設置するい制震ストッパーを用いることにより変位量が免震支承にずれの場合においても固定・可動の場合に比べて支承部比べ非常に小さくなっていることが確認できる．しかしの水平力の低減が期待できる．

ながら，制震ストッパーが降伏するため残留変形は(b) 柱基部の断面力の比較

20mm 程度生じ，免震支承よりも大きい結果となった．

表-6 には橋脚基部の曲げモーメント M，回転角θの

図-7 には，制震ストッパーの荷重-変位関係を示し，せ最大平均値の比較を示す．また表中には降伏回転角θy，4５．性能確認試験
本制震ストッパーのせん断座屈耐力および設計曲線
に関して実験値と評価式の整合性を検証するため，以下の2種類の実験を実施した．
(1) 静的載荷試験
本制震ストッパーは，建築分野で適用されている両端固定式と異なり，片持ち式での適用となるため，ウェブのせん断座屈耐力を既往の高橋らの評価式2)で評価でき
図-9 制震ストッパーの設置例るか懸念された．そのため，図-11に示すウェブ厚9mm，1.2

費用

材質LY225でウェブパネルを250×250mm，350×350mm，制震ストッパー支承

1500×500mmと変化させた3体の静的載荷試験（単調載0.8荷）を実施し，ウェブのせん断座屈耐力について，実験0.6

値と高橋らの評価式の比較を行った．高橋らの評価式は
せん断座屈耐力は一般化幅厚比の関数として，式(6)で0.4表され，一般化幅厚比は式(7)で表される．

0.2

写真-1に終局時のウェブ変形状況を，図-12に実験値
0分散支承

免震支承と評価式のせん断座屈耐力の比較を示す．せん断座屈耐制震ストッパー

図-10 支承形式による経済性の比較(2径間連続I桁橋)

力は，文献2)に従い，フランジの分担力を除去している．
試験体3体ともに，写真-1に示すようにウェブに斜張力許容回転角θa を示す．図-8 には M-θ関係を示す．中場が形成され，せん断座屈により終局状態に至った．ま間橋脚を固定構造とした場合，2 径間連続 I 桁橋，3 径間連続 I 桁橋ともに曲げモーメントの値は他のケースに比べて最も大きい．一方，中間支点に制震ストッパーを設けると分散支承や免震支承より基部に生じる曲げモーメントは大きい結果となったが，固定の場合に比べて回転角が 40%程度低減されており，制震ストッパーは下部構造の断面力の低減にも効果的である．

４．経済性について提案構造の経済性について検討するため①反力分散構造，②免震構造，③制震ストッパーについて概略設計し，経済性比較を行った．比較にあたって支承は，反力分散支承，高減衰免震支承とし，制震ストッパーの支承は

図-11 試験ケース

BP-B 鋼製支承とし，全て可動支承とした．制震ストッ
パーの構造については，動的解析より得られた反力値を元に横梁を設計した(図-9 参照)．
設計した結果を図-10に示す．なお，経済性の比較は反力分散支承のコストを1.0した場合の比較となっている．図-10より，分散構造は移動量が大きいため最も不経済となった．制震ストッパーを用いた構造では，地震時移動量が小さくなりBP-B標準支承を使用できたことで著しく支承費を低減することが可能となり，分散支承に比べて70％程度経済的となった．

写真-1 終局状態でのウェブの変形状況
5図-14より，実験の履歴曲線は，設計曲線と概ね一致しており，設計曲線の妥当性を確認した．
(3) 今後の試験予定
本制震ストッパーは，建築分野でも使用例の無い大変位（せん断変形12％）で適用する．そのため，溶接部をはじめとした試験体各部の低サイクル疲労損傷が懸念される．そこで，静的載荷試験体と同程度の試験体で正負交番繰返し載荷試験を行い，制震ストッパーの低サイクル疲労特性について検討を行う予定である．
図-12 実験値と評価式のせん断座屈耐力の比較

６．おわりにた，図-12より，実験値は評価式と良好に一致し，評価式でせん断座屈耐力を評価できることを確認した．

制震ストッパーの適用を目的に動的解析を行い，そ(2) 正負交番載荷試験の効果および経済性の検討ならびに制震ストッパーの基

図-11に示すCase-350と同様の試験体で，図-13に示す

本特性の性能確認試験を行った．得られた知見は以下のゴム支承の圧縮せん断試験機を使用して，正負交番の漸とおりである．

増載荷試験を実施し，設計曲線との整合性を検証した．

1） 橋台に制震ストッパーを設置すると固定・可動支承漸増繰返し載荷は，せん断変形（水平強制変位δ/ウェに比べて制震ストッパーに生じる水平力は50%程度

ブ高さHd）が±1.5%，±2%，±4%，±6%，±8%，±低減となり，制震効果が大きい．変形量についても10%，±12%となるよう水平強制変位を漸増させた．設

最大60mm程度と分散・免震支承に比べて小さい．

計曲線は，文献2)を参考にウェブのせん断降伏およびせ2） 橋脚に設置した場合でも橋台に設置する場合に比べん断座屈発生点を折れ点とするトリリニアモデルとし，て効果は小さいものの水平力は20%程度低減となり，2次勾配は1次勾配の1/100とした．

橋台に設置する場合と同様に効果的である．

図-14に実験の履歴曲線と設計曲線との比較を示す．

3） 制震ストッパーを適用した場合における経済性を検縦軸は，作用せん断力をせん断降伏荷重で除した無次元討した結果，分散支承に比べて支承費が70%程度軽強度である．静的載荷試験と同様に，フランジの分担力減できた．

を除去し，ウェブに作用するせん断力を算出している．

4） 一点固定となるため橋長が長くなるに従い，1支承線で制震ストッパーが負担する慣性力が大きくなり，設置スペースの問題や温度移動量が大きくなることが想定される．そのため3径間程度の一般的な中小橋梁への適用が望ましいと考えられる．
5） ウェブの一般化幅厚比をパラメータとした静的載荷試験および正負交番載荷試験を実施し，ウェブのせん断座屈耐力および設計曲線に関して実験値と評価式が概ね一致することを確認した．

図-13 正負交番載荷試験概要

6） 今後は，制震ストッパー構造の詳細，低サイクル疲労特性，その他の形式について検討する必要がある．
なお，本研究は㈱横河ブリッジ，高田機工㈱，川口金属工業㈱の3社共同で実施しているものである．
参考文献
1)(財)鉄道総合技術研究所：ダンパーブレースを用いた鉄道高架橋の設計指針，2000.1.

2)

高橋泰彦，品部祐児：せん断降伏型薄鋼板の復元力特性に関する実験的研究，日本建築学会構造系論文集，第494号，
1997.1.

図-14 実験値と設計曲線の比較

6