昭和■大橋の震

防災…＝1学技術総令俳究搬｛■三 身、12り・ 1966｛仁3ノ］

550，346：624，042．I7：624，131．553624，074 （521．41）

昭和■大橋の震 ^{害と 動白勺解析}

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○皿the Damage and砒e

一・岩崎敏男

研 究 所

Response Ana1ysis of the Showa−Ohashi Bridge

    By T．Ok11bo，E．Kmrib8yashi and T．Iw8醐ki

P〃〃虻 肌o肋s R2sω7〃1〃s〃〃θ，ル〃〃s〃ツoヅCo例s〃κc〃o〃，To為ツo

       Abstmct

  This paper describes the damage of the Showa一◎hashi Bridge caused by Niigata Earthquake and the resu1t of the dynamic response analysis to so1ve the cause．

  The earthquake occurred at Niigata District in Japan on the sixteenth of June in1964，and destroyed the bridge two weeks after its comp1etion．

  The earthquake brought a great deal of dalnage in it，in the superstructure，one span fell down into the river comp1ete1y，and moreover，the movab1e supPorted ends of four spans fen down，and then in the substructure，two piers fell down complete1y and other piers and two abutments were bent or tiIted−

  After the earthquake we carried out the vibration tests in the s1ightly damaged po正tion of the bridge in September1964，in order to measure the dynamic characteristics． On the other hand，the dynamic respOnse spectra by Niigata Earthquake were ca1cu1ated and we composed with the average respOnse spectra．The magniication factors of the response spectra of accelerations by Niigata Earthquake are for longer periods than 1．2seconds，1arger than those of the average response spectra・

  The dynamic response analysis on the Showa一◎hashi Bridge indicated that the natura−Periods of the bridge cou1d be estimated at2．3to6．1seconds when the liquefaction of the saturated sandy soi1occurred

inthesurface1ayer10mdeep．Asthedeformationsatthetopofpierwmbeabletoreach2minthe

superstructure，it is thought the movable end falls down into the river at1east．

  Hence，it is concluded that the great damage of the bridge may be due to the extreme characteristics

of the earthquake motion and the liquefaction of the sandy soi1．

  1．被書の状況およぴ地盤の状況1〕

  新潟市内の信濃川に架る昭和大橋（主要地方遣・新潟 県・図一1参照）は竣工後問もなく裏日本北部を襲った 昭和39年6月16日の新潟地震で写真一1，2，図一2および 表一1に示すように，橋長303．9m，12連の内5連の単桁

（活荷重合成，幅員24m，支間長27．14m）が，信濃川 中に落下した．ここで本橋の中央に位置する橋脚P・が 支持していたG6，G・桁の支承構造がいずれも可動沓で あったことは，興味深い、点、である（左岸より数えてi番 目の橋げたと橋脚を一夫々Gj，P｛であらわすことにす る）．G。桁は両支点共にP。，P。橋脚上から離脱して水中

に没してしまい，橋、脚P。，P。は河流方向から見れぼ朝 顔型に頭部を両津に向けて，河底部附近で屈曲し，倒壊 して水没した．桁の落下にともない，その他の橋脚にも はたはだしい傾斜を生じ，その程度は橋梁全長の中央部 程大きく，最大値はP。で約1／9に及んだ．右岸側に比 べて左岸側の被害が大きく，左岸橋台は河心へ向って橋 軸線上で約1・2m押し出し，あたかもそれだけ橋長が短．

縮された観を呈していた1桁の落下順序は，橋端の接 触，喰い込みなどの傷痕を締密に調べた結果，P。ヒのG。

の可動側の桁端の落下から始 まったことが明らかになっ た．これにともないP・が倒壌し，っづいてP・が倒壌

11一

新潟地震防災総合研究報告（1そ0）2）防災科学技術総合研究報告第12号1966

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和大僑の震害と動的解析一大久保・粟林・岩崎

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断測上山Lピ防災総イ†研究縦｛1子1そσ）2〕眺災手1ド戸技術総令舳究籍…竹 ：別2り 1966

  一写真一1 落橋した I州1の昭和大橋 Five girders of the Showa−Ohashi Brigdc fallen down into the Shinano River．

   写真一2 水ri■に没したG6ゲタ

A girder in the mid span fallen down into

the river except the post．

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Nα1ポーリング Nα2ポーりング N皿3ポーりング

中地震後

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 Soi1profiles and standard penetrati（m values of the Showa−Ohashi Bridge．

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叱｛和大橋の震害と莇的解析

表一1実測による橋の変形（mm）

Practica11y measured deformations

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し，以後連鎖的にG・，G・，G・，G・が落下したものと推

定される．

 下部構造は・9本の単列枕（径609・6mm，上杭16mm

×12m，下枕9mm×13m）からなる杭式橋脚であり枕 の先端部はW値30以上の細砂層中に貫入している．

中央から左岸寄りの河底下約10mの地盤は 値10以下 の粗砂（lD・・≧O．3mm、であった．地震後ボーリソグに よって採取した昭和大橋をはじめ多数地点の土質試料の 試験ならびに現位置試験の結果1）（図一3，4，5，6，7；

表一2，3参照）及び建築物の支持層の 値と地震時の沈 下量の関係1）などから，少なくともこの河底下の表層約 10mでは地震時に液状化が起ったものと考えられる．こ のことはP4橋脚から引抜いた1本杭の図一8に示すよ

うな，変状によっても裏付けることができる．

 2．昭和犬椿の実測による振動特性調査2〕

 震害が比較的軽微であった，右岸側5径間の橋台を含 む上下部構造全体としての橋軸方向の微少振動時の振動 特性調査が落橋した上部構造が除去された直後（昭和39

      表一2 ポーリソグ位置No．2における土の物理的性質

Physica1properties of the soi1at the boring site No．2just below the bridge．

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0，05 0．038 0．022

7．33 25．7

3．0 4，31 2．0 4，55 5，45 1，95 5．51 77．5

2，43 1，88 6，85 2，13 2，84 1．5

1：41232．

3．415 4，67 4，43 2，46 3，14 4，332．lo1 3．50⇒

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新潟地震防災総合研究報告（その2）防災科学技術総令研究報告第12号1966

        表一3 ポーリン グ位■置No．3に．おける土の物理的性質

Physica1properties of the soil at the boring site No．3just below the bridge．

深   度

 No．3

ボーリソグ

2．30〜 2，90 3．15〜 3，46 4．00〜 4，60 5．15〜 5，46 6，00〜 6，60 7．15〜 7，46 8．00〜 8，60 9．15〜 9．46 10．15〜10．46 11．15〜11．46 12．15〜12．46 13．15〜13．46 14．15〜14．46 15．15〜15．46 16．00〜16．45 17．15〜17．45 18．15〜18．45 19．15〜19．45 20．15〜20．45 21．15〜21．45 22．15〜22．45 23．15〜23．45 24．15〜24．45 25．15〜25．45

試料種別 乱さ1乱L ない．た

     l   1

粒度による■叢位体震．乾燥密度

土の分類1  ≡

i（・鳥・）、（・／・・3）、（％）

含水比1 1   粒 度 試 験

W真ま亟間管比■雫、讐、｝激6：鮮1鮒■均腎1柵撚

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O．053

00581

0．058 0．065 0．082 0．027

3，16−

2．261 2．94i 2，25≡

2．76I 2，645■

1．79−

2・25「

1・681 1・8541 2・351 2・37≡

4．67ヨ 2．89−

2，21 3．081 3，50

2．77≡

3．211 2，035i 2．9531

2，201．83r

4・5551

■■「

4．501 4，20 4，00

0．92．

4・101 2，00 0，85

2，OO■

2．OO1 2．OO■

2，00

0．85；

2・001 2．OO1 0．85■

O．8・1

4．10≡

3・001 2．001 2．001 9，30 2，00

0．85！

2．001 73，6

77，！

89，0

74．7

1OO

U→ 10 ²⁰

G．L＝0m

舳

賭

一5

一10

一20

0．10 D1■ウ    0，30 ^{O．50（㎜）}

．・︶︿ ︑〃ぐ﹀

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）

 ﹀父ユ 一4−U（均等係数）   D60（60％径）＿x＿Dlo（有効径）

図一4砂質土の粒度と表層の深さとの関係

Re1ation between the grading of the sandy soi1

and the depth below the ground surface．

C．L

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一一3 u地仙60刮㎞

1一一 一地畠1i」・ 、仙埴｝目一 ＝］石

1昌＝。山鮒舳韻一一川る舳佳

｝一一I〕＝o．コーo、〇一1巾抄

1；r、、

 図一5橋軸に沿う地盤の一般的条件

Genera1conditions in the ground along

the bridge axis．

一年9月）に行なわれた．その結果を要約すると，次の通

りである．

・減衰定数川一1ヵ）：0．02〜O．04

・5径間上下舳雌造全体の固有周期（一一一次）：0・49秒 16

昭和大僑の震害と励的解析 大久保・菓林・・岩崎

1．90

1．80

ミ

31・70

…；＝

塾

撫1．60

撃

糧

1．50

1．40

1．30

    （N一γd関係図）

       ／

埜轡一一／一一一

X1

D60＝O．35㎜1，U二3．5

／

1刻一6

  

／●

D60＝O．34㎜，U＝2．0

｛口・パ長10回「1・  。。  。。  。o

グ1概、1・20。。30、。・・

      10    20    30        N値

   室内実験による標準貫入他と土の乾    燥密度との関係

Re1ation between the standard penetration

・・1・・…dth・d・i・dd…ity・f・・i1byth・

1aboratory test．

1，6

6 ．Dバ03㎞U＝35

lGヨ＝2，664〕σコ＝O．；㎏／㎝・

・lD。。・O．34U＝2

◎ ／G＝2，785〕σ。＝1．5㎏／㎝2

5

^■

臨界乾巌舳変

0

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■

←一膨張 収納

＾

40 50

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0．7

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1．5

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0．9o

  ゼ   塁 1．O蓬

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1．1

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         地理 ！−

       ／       ／

      ／       ．∠工．

 r二場継予   i L  ／

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］1榊王＿． 1一辺堕．

       ／ 1．、1部州  ／

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 一岡 」 lj■ パ蛮｛・一一．■イ■杜ノ」 一ji 二．

 HLてm帖の榊二を打．lll o

1．2

      1．．i     ＿」

図一8橋左岸から4番目の橋脚位置におけ      るバイルの変形

Deformation of a pile pu1led out in the fourth pier from the left bank side of the

bridge．

1．1

1，2

1．3

■2 −1 0 ・1。。・2 ⊥1 ・4

        f仁舳変化 一■

       V

凶一一7室内実験による土の容横変化と乾燥      密度との関係

Relation between the vo1ume change and d・i・dd…ity・f・・ilbyth・1・b…t・・yt・・t．

・橋脚の変形モード：図一9（C）の点線

変形モードを支配する要素を検討した結果，つぎのよ うな力学モデルを採用することによって実測されたモー

T＝0，493秒

W＝3050t

冒

11

T＝O．493秒

「＝3050t

i解析的に求

匡璽刃当

Eま・・た地誰 同

E事係籔 ^一

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岨竺∵

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二 完全1司定

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λ ＝下訂T T＝O．493砂  λIL＝1．94

帖

○

火

1則

    図一9実測結果およびその検討 A proposed mode，measured deflection in the dynamic test and the assumed mechanical system of the bridge．

解

÷﹁1

一17

一断潟地虞防災総介冊「一先微｛与1．そo）2」〕防災科学技術総合研究報作 第12号 1966

  写真一3昭和大橋〃1…収付逝路の破壊 Damage to the apProach road at the le ft

bank side of the bridge．

㌻鰍｛一ざ養

    写真 4 1榊口大橋左岸橋台の破壊

Damage to the left side abutment（〕f thc bridge．

ドの説明ができると与えられる．

上部5径間が，ほぽ同位柵，同振幅で振動している

（すなわち支承の摩擦によって，全径問が連続構造のご とく一体となって運動Lている・）ことから，これを一質

  一1、一．（と考え，これが5某の橋脚と橋台によって支狩された   力学モデルをとるのが適当である（図一9（州．

   橘脚の枕の側方地盤係数は他の資料より大1喘，Kρ＝

  1kg1㎝13（103t／m・〕と推定されるが，橋台背面の地盤係   一数κ、 は上記の振助特性調査の結火から解椰1勺に求めな   ければならたい．このため図一・9（a一）に示したモデルにっ   き，橋脚及び橋桁に対してはKρ＝1kg／cm3とした場・合

  と仇醐変位が一致するような底部固定の片士、午梁と■考 え，

  僑台に対しては，その振動モードがiコッキソグのみ，ま   たは平行運動のみとして収扱い，モデル化した力学系と   しての固有周期が火測固有凋期0，49秒に一・致するよう橋   台のパネ定数〜，ひいては地盤係数Kλを求めることと   し，幻＝48，700t／m，Kλ＝o．4〜o．8kg／cm8ro．4〜o．8x

  103t／n13〕 をf尋ナこ （区1皿9（b））．

   I吏にこの系（図一9（ト））の変形モードを計算して描く   と図一9（（I）のようになる．この検討の仮定と納果を要約   すれ、ぼ，つぎのようにたる．

   仮 定：

   ／．橋脚の杭凋辺の基礎地盤係数を1kg」！cm：ヨとする．

   2I橘脚5基，橋台1基からなる力学モデルのm初、司

      期はO．49秒である．

   ：；．変形モードは実測他と計算f直が近似した七デルを

      採用する．

   糸 ，手 以三：

   僑台背後の土の火礎地盤係数は〇一4，O．8kg．cm3で．1㌧

   納 論：

   従って，この数他は，麺！砂に対しては妥当であると考   えられるので，仮定したモデルを採月jしてよいものと推

  定する．

   以上の推定は微少振動の測定から得られた固有周蝿」に   火くものであるが，大振幅の振動変位を起した場合を考   えると，可動一支承における上下部構造の勝擦による力を   はるかに越えた慣性．力が作用することになり，隣接径閉   がそれそれ独立に振動するとみなして差支えないであろ   う．従って，隣接する橋桁問の衡突現像を無視すると，

  一橋脚と一スバソの上部構造という力学モデルを考える   ことが妥当にたる．このモデルについて地盤係数を．〕f∫記   のとおりK1。＝1kg／cm3として固有周期を求めてみると   約2．3秒になる．このf直は橋台背後の地盤係数及び橋桁   と橋脚との摩擦力を■考えれぽ，微少振醐時の実測固有州   期のO．49秒と矛眉 するものではない．

   地簑動によって地盤の剛性が低くなった場合には，1刈   有燭期が更に長くなることが容易に推察できる．

18一

昭和大橋の震審と勅的解析一火久保・粟林・岩崎  3。動的解析の結果1）3）

 地震応答の解析法には大別して二通りの方法がある．

一っは，あらかじめ地震動の記録から（図一10に示すよ うな）地震応答曲線を求めておいて，それを構造物の力

一〇〇

三  50

＼   』0

  30

壬  20

．   l O

   1  ≡■一

＿＿＿  11．」、⊥け

o l      l．σ        一6㌔」     丁

 図一10加速度応答スペクトル曲線

Acceleration response spectrum curves．

ヨ13

学モデルに作用させて，地震時の変位，震度，断面力な どの応答を求める方法であり，もう一っは，力学モデル に直接，地震波形を作用させて応答を求める方法であ る．後老の直接積分による方法にっいては，現在杭の降 伏条件も加味した計算を実施中であるが，今回は前者の 応答スベクトルによる方法を用いた応答計算の結果によ

って考察していくことにした．

 応答スベクトル曲線としてはっぎの四種を用いた．地 震応答の一般的性質を示している平均応答スペクトル曲 線（地盤の最大加速度Zm肛・がO・2g），新潟地震記録の W一∫成分（Z・m・＝0・14g、公W成分（lZ㎜・：O．16g），

による二種の応答スベクトル曲線および周期に関係なく 設計震度（O．2）に等しいスペクトル曲線である．力学モ デルは一橋脚と一スパン分の上部構造を図一11のように 二っの部分の重量と三っのパネで代表し，下部質点は回

転慣性をもっものとした1）3）．

 上部質点の重量は590〜630t，下部質点の重量は30〜

      Z H

   一     「、ユ．

千∴止」上L上「下

  1111／r坐 KSH  I

・！坐仙川・ 1，m

カ、        、■1

       牛

     ・。。・．・。・・，・l1州．…    ■！

＼＼坐1坐KS、 ／

    図一11力学モデル

Mechanical systems of the bridge to analyse

the response．

70t，橋脚の地表（河底）上の白山長は8m（実在地盤），

12m，18m（液状化した表層10mの部分を2段階に分け て白由長に加算した），杭径は609．6mmのほかに参考の ために812．8mm，1，016mmを採り，減衰定数は〃／ク

＝O．02（臨界減衰の2％）とした．

 計算結果の要約を表一4および表一5に示してある1表 一4には径609−6mm，白由長8mのモデルの橋脚に，応

    表一4動的応答解析から導いた変位   Di・pl…m・・t・d・・i・・df・・mth・dy。。mi．

  response analysis．

 枕径φ（mm）・・… 81・・81，11ぺ

箏益義・！．（・！■、・■15」■小・止1止■■1・摘 要

（S憾鮒t列・川、1・11・」・・■1・小ゴf島んが

（S協一。．。g）■・・含1・・、…、…．1…．・1．・・〃一・劣

（。、）。一W  l r］

 （地動一・．1・。）1・32・4■1・0・・・…＝O・23・0

（。、）W一∫    」 ド

＿竺甲土・）．11・6■2・3． ㏄O−O・814川．2・2一

一次の固有周期（秒） 2．33．76．11．64．11．25」3．1■

非この場・合Z月＝26cm

答加速度スペクトルが周期に関係なく設計震度（O．2g）

の値を保っとした場合の地震力を作用させた時の橋脚頂 部の変位（26cm，これは静的計算による変位とほぽ同じ であった）を基標とし，それに対して他の応答スベクト ルを用いた場合および枕の条件をかえた場合の変位の比 を示してある．表一5には，各ケースの水平力応答を示

してある．

 杭の変形特性が変位量の大きさによって変化しないと

一19一

新潟地震防災総令研究報告（1その2）防災科学技術総合研究報告榊2号1966

 表一5動的応答解析から導いた匁断力 Shearing forces derived from the dynamic

response analysis．

     （mm）． 609．6  812．8 1，016

     一一一1一   一一一摘 要 クトルの鮒一ψ！812■188■1818■18  ＿ 1     1

（S生）＝02g＝const！

（SA）av

（SA）E−W

（SA）〃一∫

124t

105 165 200

t1

135 85 125 120

140t

105 135 230

135．t

155 175 210

t l t 155．145

120215

185■120 1651155

 tl

1180■

1201

1260

！⁝

此二居舳

 ＝1kg／cm3

〃1ク＝2％

（注）一橋脚肖りのセソ断力

仮定すると，表一4から地盤の表層10mが液状化した場 合を規定すれぼ橋脚頂部の変位は1．3m（圧一W成分）〜

2．6m（ 一S成分）に達することになり，橋軸方向が南 北に近いことを考慮すると，予想外の大きな変位を生じ たものと推察される．

 また，この場合の固有周期は約6秒であり，長周期で のこのように大きな応答は新潟地震の特異性を物語って いるものである．

 4．本椿の地震時の安定計算

 本橋の場合設計時には設計震度をO．2（水平に作用す る力が重力の20％）として，当時の一 般的な設計示方書 等に従って，安定を検討してあった．

 5．む す び

 昭和大橋が落橋した原因はっぎのように推理すること ができる．左岸側橋台が河心側に押し出したことだけで        参   考 1）建設省土木研究所：土木研究所報告125号

2）

3）

4）

は，G6桁の可動端（右岸側）がまずp・上から離脱した ことが説明できない．Lたがって振動的要因を求めてみ ると，次のようなことがいえるであろう．地震時に地盤 の表層部10mが次第に液状化していく過程で橋脚の見掛 けの自由長が大きくなり，応答計算にみられるような大 きな変位を生じはじめた．変位の大きさがO．4m程度に 達すると図一8に見られるような局部的な杭の損傷が生 じ，崩壌しはじめ，橋台の押し出しによって崩壊に決定 的なピリオドが打たれたものと推定される．

このような大災害の教訓として，地震被害を防止し，あ るいは最小限度に抑止するには，計画，調査，設計，施 工の各段階を通じて一』貫した耐震的配慮を払わねぼなら ないということが挙げられる．特に設計上の問題点とし ては，地震時に地震災害をもたらす可能性のある東京，中 京，大阪，岡山などの地下水位の高い軟弱地盤，砂質地 盤では地盤表層における地震時の水平抵抗を設計上期待 できないことを念頭に置くことが必要ではないであろう か．また設計指針としては，変位を規制し，橋梁各部の 連結を充分にし，杭式橋脚では多列杭形式の使用を奨 め，かつ上下部構造を通じ一貫した耐震設計を行なうべ く改善していく必要があると考えられる．貴重な代倣を 払って，上記のような問題点を再確認したわげであるが，

今後の課題として，耐震設計あるいは震度の分析をより 合理的に行なうためには，（1）全国的な地盤調査，（21強震 観測，（3砂質土の性質変化の定量的評価，などの調査を 進めることが不可欠である．

丈   献

         新潟地震調査報告，第5編橋梁閑係の被害 建設省土木研究所：新潟地震調査資料No．1

   〃      〃     No．3    〃      〃     No．2

昭和40年1月 昭和39年10月 昭和40年2月 昭和40年2月

20一