福岡北九州高速道路公社は，福岡市及び北九州市並びにその周辺の地域において，通行料及び駐車料等の料金を徴収することができる指定都市高速道路（道路整備特別措置法第７条の14第１項に規定する指定都市高速道路をいう。）の新設，改築，維持，修繕，その他の管理を総合的に行うことにより，この地域の幹線道路の整備を促進して交通の円滑化を図り，住民への福祉の増進及び，産業経済の発展に寄与することを目的として設立された。

ここに紹介する荒津大橋は，福岡都市高速１号線の中に設けられるもので，当該路線は，東西に広がる博多湾岸を香椎バイパスから国道３号と別れ，途中香椎の埋立地や東浜工業地区を通って都心に導き，さらに西へ西公園，百道を通って豊浜に至り，国道202号とむすぶ路線で，延長14.8kmとなっている。

このうち東側区間の香椎から築港までの7.4kmはすでに供用しており，築港～百道までの4.6km区間については現在施工中である。架橋位置は，図ー１に示すように博多漁港入口を跨ぐ那の津と荒津とを結ぶ高架橋の一部である。

本橋は，橋長345m，主径間長185mの３径間連続鋼箱桁斜張橋として設計され，昭和59年３月に着手し，現在上部工桁架設中である。

また，本橋は，九州地区における初の本格的な斜張橋であることから，技術委員会を設置し，橋梁形式の選定から設計施工に関する技術的検討に至るまで種々の審議を行った。

本報告は，上部工の設計について記したものである。以下では，まず自然条件の調査，橋梁形式の選定，橋梁概要と構造解析について述べ，次いで主桁，塔，およびケーブルとその定着部について述べる。最後に，耐震設計と耐風設計の概要を記すことにした。

本橋は，博多港内に位置し，橋長も比較的長大となるため，構造形式の選定及び設計施工の計画に必要とされる下記項目について資料を収集し，分析及び解析を行った。

架橋位置は，西公園の東側にあり，その付近に警固断層とＦ１断層と称される活断層があるため現地調査を行ったが，主塔位置からは多少離れている。また，その基盤は頁岩を主とする第三紀層である。頁岩は上部から3m程度がやや風化しているため，基礎は多少根入れを深くする必要があった。

当地区の地質構成は，図ー２に示す地質断面想定のようになっている。尚，各層の土質定数は表ー１のとおりである。

海象は，港湾審議会第81回計画部会資料，博多湾港湾計画資料（その１），（その２）より波浪，湾内発生波，湾口来襲波，湾奥侵入波等を求めたが，来襲波，湾内発生波とも有義波高は1.5m以下と非常に小さく問題とはならない。

潮流の実測は，福岡市港湾局で昭和49年３月に行った資料による。また，実測とは別にシミュレーションによって流況を推算しており，この結果と実側値とほぼ整合している。シミュレーションの結果によれば，当架設位置の潮流は上げ潮下げ潮とも14.4m／hrと非常に遅い。

福岡市は日本海気候区に属しており，年平均気温は15℃～16℃で年間降水量は1,700mmと少ない方である。

架設地点の風は福岡管区気象台の記録によると年最大風速の風向頻度は北方向が56％と卓越しており，既往最大風速は1951年10月14日の32.5m／sec（風向Ｎ），また，既往瞬間最大風速は1978年９月15日の46m／sec（風向ＮＮＥ）となっている。

最大風速の予測は150年再期待値で36.1m／sec程度と考えられる。従って基本風速は，道路橋示方書に定められているＶ₁₀＝40m／secで十分であると判断される。

台風来襲頻度は，九州地方は非常に多く，また月別合風来襄頻度は8月が圧倒的に多いため，架設の工程管理に当っては考慮の必要がある。

九州地方は，太平洋側に比較して地霞の少ない地域であり，その規模も非常に小さい。福岡における地震動振幅は，1.0cm以下が殆どで，過去370年間の最大は，約10cm程度である。関東大地震の東京で42cm，福井地震の福井で54cmであることを考えると，非常に小さいことがわかる。

以上のことから，本橋の耐震設計は，道路橋示方書により設計すれば十分であると考えた。

航路高は，湾内にある造船所の設備により最大規模の船のマスト高を想定し，H・W・Lからのクリアランスを39mとして決定した。

空域制限は，架設地点の東南東約6.5kmに福岡国際空港があり，航空法に定める障害物制限表面の円錐表面下に位置し，制限表面高は，T.P+105mで計画路面上より63mとなるため，主塔の高さは60m程度以下とする必要がある。

橋梁形式の選定にあたっては，調査した架橋地点の諸条件に適合し，経済性，施工性及び景観等に優れた橋種を選定するに当たり，その可能性のある橋種について，実施例や各種文献等の既往の資料から構造特性を把握し，比較検討を行った。

形式比較案を図ー３に示す。比較案の中で第２案を除く他の案の工費は，ほぼ同程度と推定される。第2案の連続箱桁は，桁高が非常に高くなり縦断勾配が大きく，前後のアプローチ区間にも長い登坂車線を必要とし，工費が高くなるばかりでなく，車両走行の上からも問題がある。また，第３案の連続トラス橋についても，那の津側に一部曲線区間があるため，構造的な問題があり，高速道路として下路形式ではドライバーに圧迫感を与えるという難点もある。これに対し，第１案の鋼連続斜張橋と第４案のPC連続斜張橋は，景観的にも優れた形式といえる。

鋼斜張橋とPC斜張橋を考えた場合，鋼斜張橋は施工実績も多く，施工技術の進歩も著しいが，PC斜張橋は，現時点ではまだ実績も少なく，規模的にも小さなものしかない。

以上の考察に基づき，本橋の形式として鋼連続斜張橋を採用することにした。

次に，支間長やケーブル形状等について力学的考察を行い，図ー４に示す５つの案について詳細に比較検討した。第１案では西公園側（図の右側）端支点で大きな負反力が生じるため，他の案ではその負反力を軽減させる目的で45m支間を連続させた三径間連続桁形式とした。塔の形状は，航路に近接して施工される橋脚をできるだけコンパクトにするためと，景観上の理由から，１本柱形式とした。また，主桁は捩り剛性の確保と耐風安定性を考慮して，桁高2.5mの偏平な逆梯形箱桁とした。これらの基本条件のもとで，力学的特性，経済性，施工性，景観等を総合的に判断し，本橋の形式として第Ⅳ案のマルチファンタイプの鋼三径間連続斜張橋を採用することに決定した。

上部工一般図を図ー５に示す。橋梁諸元は以下のとおりである。

　道路規格：第２種第２級（設計速度Ｖ＝60km／h）

　橋格　　：１等橋（TL20）

　橋梁形式：鋼三径間連続斜張橋

　橋長　　：345m

　支間長　：185m+115m+45m

　標準幅員：総幅員21m，有効幅員2@8.3m

　主桁形式：逆梯形鋼床版３室箱桁（桁高H＝2.5 m）

　塔形式　：独立１本柱（計画路面上高さ60m）

　ケーブル：マルチファン形1面ケーブル（13段）

完成系における主桁の断面力は，死荷重，活荷重，衝撃，プレストレス，温度及び橋軸方向の地震荷重に対しては，面内解析により求め，橋軸直角方向の風及び地震荷重に対しては，立体解析を行った。

以上の解析は，いずれもケーブルのサグを無視した微小変形理論に基づいている。また，捩り荷重による力学的挙動を評価するために，曲げ捩り解析を行った。その解析にあたっては，捩り力に対する影響の小さい塔とケーブルを無視し，系を単純化したモデルとした。

架設系については，面内と面外の解析を行い，架設段階ごとの構造系により，次の２通りの方法によった。すなわち 張り出し架設部は，主桁の変形が大きく，ケーブルのサグも無視できないことから，有限変形理論に基づく面内解析を行い，フローチングによる架設箇所と面外方向の解析は微小変形理論により行った。

本橋の設計で考慮した荷重及び荷重の組合せについては，基本的に道路橋示方書によるが，一部の荷重及び係数については，主桁断面形状の類似する既往のデータを参考とした。

ここでは斜張橋の特徴ともいうべきケーブルのプレストレスについて述べることにする。ケーブルに導入するプレストレスの最適値は，力学的特性と施工性に関するいくつかの条件のもとで決定される。本橋では，下記の諸条件を満足するように配慮して，各ケーブルのプレストレス量を決定した。

以上の条件でプレストレスを導入した結果，主径間部と主塔部において約7,000t･mの曲げモーメントが軽減され，全径間にわたって曲げモーメント分布も均等化させることができた。

図ー５(a)に示すように，主桁は総幅員Ｃ＝21m、で，最大支間Ｌ＝185mに対し，桁高Ｈ＝2.5mのスレンダーな逆梯形鋼床版箱桁で構成されている（Ｈ／Ｃ＝１／84，Ｈ／Ｌ＝１／７4）。主桁は３室箱桁で外側の腹板の他に，２m間隔に設置された内側腹板は，大型偏平断面を精度よく組立てるために重要な役割を果たすだけでなく，次の利点をもっている。

また，ダイヤフラムと横リブの間隔はそれぞれ５mと2.5mピッチに配置し，主桁の変形を拘束した。デッキ側のトラフリブは64cm間隔で，下フランジ側の縦リブは36～40cm間隔で配置した。主要部材の板厚は，塔基部を除き全径間にわたり11～13mmで構成されており，非常に薄肉構造部材となり，斜張橋のケーブルによるプレストレスの効果が認められる。

塔は，橋軸方向に３m，橋軸直角方向に２mの角柱である。高さ方向には，図ー６に示すダイヤフラム及び横リブを２m間隔に配置した。尚，ケーブル定着部付近のダイヤフラムは，ケーブル張力を塔壁に伝達する機能があるので，定着桁とケーブルの配置からその間隔を定めた。主な使用材質はＳＭ58とＳＭ50Ｙであり，最大板厚は56mmである。

塔は基部で桁と剛結されている。塔頂部は，面外方向に自由であるが，面内方向には多数のケーブルで弾性支持されている。図ー７(a)に記すように，ケーブル定着点ⒶⒷⒸの３点を結ぶ三角形が塔基部点Ⓓを通る一平面上にあり，ケーブル鉛直分力の合力が点Ⓓを通るので，ⒷⒹ間の長さ1.1ｈを有効座屈長ℓyとした。面内方向については図ー７(b)に示すように基部を固定し，塔頂部を複数のバネで支持したモデルを考え，なお簡単化のため，これと先端のタワミが等しい柱の有効座屈長の0.8hをℓxとして用いた。

鋼橋の現場継手には，通常，連結板を高力ボルトで締結する構造が最も多く用いられている。しかし，本橋では塔頂部に於けるケーブル定着の間隔が1.5mと狭く継手部が複雑になり，景観等も考慮して，現場溶接継手か支圧接合継手のいずれかを用いるよう検討した。

現場溶接は，景観上の理由で，鋼製橋脚および一部の斜張橋で見られるが，本橋のように塔高が高い場合は，溶接作業と建方精度の管理が難しくなる。

これに対して西ドイツでは，塔の応力が主に圧縮力であることに着目し，景観上の理由と塔建方精度の確保の目的で継手面を切削加工し，これを部分溶込み現場溶接として圧縮応力を伝える構造が数多く見られる。しかし，この方法では，塔の内外で溶接作業が必要であり，本橋のように塔内の作業スペースが狭い場合，現場施工性の点で劣る。

一方，イギリス系の吊橋や斜張橋の塔では，圧縮力を全て継手面の支圧によって伝え，局部的な引張力は引張ボルトで伝える構造がみられる。以上の考察に基づき，本橋の塔では，圧縮力は全て継手面の支圧により伝え，局部的な引張力は縦リブの連結板により伝達させる祈しい網手構造（図ー８）を採用した。この継手を用いると，継手部の応力伝逹は次の様にして行われる。

塔の縦リブの圧縮応力は，それぞれメタルタッチ加工された支圧面と高力ボルト摩擦接合とによって伝達させる。塔壁メタルタッチ加工精度は，今後の構造物の長大化に対応して緩和される方向で検討されているようであるが，本橋では，本州四国連絡橋公団の吊橋主塔で用いられているメタルタッチ率50％を確保することにした。

ケーブル架設途中と完成系の暴風時に本継手を用いれば，継手部における引張応力は塔壁には作用せず，縦リブの連結板だけで伝逹させることができる。かつ引張ボルトを配置するよりも大きな応力を伝達することが可能であり，縦リブを有効に活用することにもなる。なお，第一段目のケーブル架設では，塔の継手に過大な引張応力が生じないように，左右同時にケーブルの引込みを行うことにした。

塔内面にセン断応力伝達用のフランジを設けてセン断応力の伝達は高力ボルトの支圧接合により行った。

以上，本継手の応力伝達について述べたが，本継手の長所について記すと次のとおりである。

図ー9にケーブル配置図を示す。本橋では，マルチファン方式で一面吊構造を採用した。ケーブルは，中央分離帯部分に13段配置し，PC鋼線7φ×241本，7φ×223本および7φ×199本の３種類の断面を使用している。

図ー10のケーブル張力図に見るように，中段ケーブルの荷重分担が大きい。なお，主桁の曲げモーメントを均等化させる目的で上段のケーブルに大きなプレストレスを導入したが，これによってケーブル張力全体に均等化されていることを図は示している。

ソケット部には，耐疲労特性の良いＨiＡmアンカ一方式を採用した。一般部は，防錆の為にPC鋼線束を最小厚9.1mmのポリエチレン管で被覆し更にケーブル架設後，鋼線とポリエチレン管との間にセメントミルクを充填する。なお，本橋では，将来不測の事態が生じ，ケーブルの取替を必要とする場合でも，補助ケーブルを使用しなくてもケーブルを取りはずすことができるように設計している。

主桁のケーブル定着は，中主桁の中央デッキ下方に２枚の定着縦桁を設け，この間にソケットを固定している。

定着部の設計にあたっては，まず，簡易設計法で断面を決定した後，FEM解析でその安全性を確認した。FEM解析の結果，定着縦桁のソケット支圧部分に2,100kgf／cm²程度の局部的な圧縮応力が生じていたが，主桁への応力の流れはスムーズであった。上記の局部応力についても，実構造では定着ブロックと補強リブがあるため，これらの応力伝達機能を考慮すると，十分に緩和されると思われる。

塔のケーブル定着は，ケーブル張力が座金反力として定着板に伝えられ，定着板から定着縦桁を経て塔壁に伝えられる。塔側についても，簡易計算により断面を決めた後，FEM解析でその安全性を確認した。

本橋の耐震設計は，道路橋示方書耐震設計編に基づいて行った。修正震度法による水平震度は，Khm＝β・Kh≒0.21である。

本橋のような特殊な大型構造物では，上・下部構造をそれぞれ単独系として固有周期を算定することは困難であり，一般には，支持地盤とも関連して，上・下部を一体系とした地震応答解析が必要である。そこで，ボーリングとＰＳ検層を行い地盤の弾性係数を求め，地盤のバネ定数と減衰定数を定めた。また，沖積層の流動化の検討も行い安定性の確認を得ている。

地震応答解析は，建設省土木研究所の「最大地震動および地震応答スペクトルの推定法」並びに「減衰定数の影響」を利用した応答スペクトル解析により行った。

この結果，静的解析により算出された設計最大断面力を動的解析による断面力が越えないことを確認することができた。

主桁と塔の耐風安定性については，本州四国連絡橋公団耐風設計基準に準じて検討を行った。

また，架橋地点における風の特性を把握するために，須崎側に建設した高さ40mの風観測用鉄塔の塔頂部に風測計をセットし，長期観測を行った。現地における風の特性は，おおむね以下のようである。

本橋の主桁断面形状は，建設省土木研究所における風洞実験等の豊富な研究資料を参考として決定している。（図ー５(a)参照）この桁断面の耐風安定性について1／45縮尺の部分模型（ばね支持２次元剛体模型）による風洞実験を行った結果，次のことがわかった。

以上の結果は，一様気流中における二次元模型で得られたものであり，自然風を観測した結果，その可能性は著しく低いことが想定されたため，本橋には取付金具だけ設置し，後日振動が生じた場合に対応ができるようにした。

本橋は，現在上部工架設の最盛期であり，昭和62年秋には桁架設はほぼ完了する予定である。今後桁及び塔の振動実験等についても検討しているところであるが，架設工法及び振動実験等については，別の機会に報告することにしたい。

最後に，本橋の計画，設計，施工を行うにあたり，適切な御指導をいただいた技術委員会の吉村虎蔵委員長をはじめとする委員各位と，詳細設計に御尽力いただいた日本構造橋梁研究所，並びに風洞実験と架橋地点の風観測に御協力いただいた九州産業大学工学部土木工学教室の方々に深く謝意を表する次第です。