ひらサン

>木造の独立柱に使う柱脚金物PB-42の耐力ですが
>引っ張り耐力は分かるのですが圧縮耐力というのは
>どこかで分かりますでしょうか？
>素直にコンクリートの圧縮許容耐力で良いのでしょうか？

カナイ製の柱脚金物ですよね、引張耐力同等と考えれば
良いのでは？　形状から見て圧縮側はフラットバーの
座屈耐力で決まりそうですが・・・

それよりもこれを外部に使えば、木材の腐朽が恐ろしいと
思います、水がかかれば４〜５年で駄目かと、湿気の多い
我が国では木材の外部露出使用は無理が有ると日頃感じて
おります、デザイン的には完成した時点では美しいので
私も好きですが、２〜３年で見るも無惨に劣化します・・・

圧縮は金物を通して伝わるものなのでしょうか？
柱から直に土台等に伝わると考えておりましたが
また金物に圧縮が掛かる納まりとはどのような状態なのでしょうか？

>圧縮は金物を通して伝わるものなのでしょうか？
>柱から直に土台等に伝わると考えておりましたが
>また金物に圧縮が掛かる納まりとはどのような状態なのでしょうか？


財)日本住宅・木材技術センター発行の「木造住宅用接合金物の使い方」
のＰ56を見てください。

この金物が取りつく所は、基本的に玄関ポーチ柱等の、ポストに対する
応力検討となります。

この場合の圧縮の検討ですが、金物の底面積によるコンクリートの圧縮検討
だけでなくコンクリートから上部の金物の座屈の検討が必要ですが
それほどの荷重がかかるような事は、多雪地域を除いて無いと思います。

ki サン

>梁や柱に既に開けてしまっている穴の補修は
>どういった形が一番良いのでしょうか。

エポキシ充填ぐらいでしょうか、断面欠損で
計算してＯＫなら放って置いても良いかと・・・

>木造で、HD金物の取り付け位置をサッシの関係で
>直交方向に変更したい場合、
>梁や柱に既に開けてしまっている穴の補修は
>どういった形が一番良いのでしょうか。

木材には、穴あけ（１６Φぐらいの）余裕度はありますので、特に補修の必要はないと思います、木材という組織を切り取ってしまったので、木栓でふたしようと、接着剤で固めようと、木の繊維とは一体化しませんので、強度ＵＰ等は不可で気休め程度しかありません。

Lion兄さん こんにちは。
最近の施主様は厳しいので、例え計算上や実情に問題がなくても
問題視される場合も考えられますので、というか実際に突っ込まれて困ったケースがありました(^^;)。
自分の仕入れた情報だけを信じて聞き耳を持たない方もいらっしゃいますし。
なので、木栓等で平滑に仕上げておければいいかも。
クレームの発生源は早めにつぶしておきましょう(^^;)>ワタシ

こ〜ちゃん、弟よ（なんじゃこりゃ）

>なので、木栓等で平滑に仕上げておければいいかも。
>クレームの発生源は早めにつぶしておきましょう(^^;)>ワタシ

そうですね、穴の開けっぱなしでは施主も納得しない、
強度は別としても、ボンドで木栓詰め、サンダー掛け
仕上にしておけば納得かな・・・

それにしても、ＨＤ金物の位置を間違ったとか、基礎への
埋め込みは修正不可能と思いますが？　土台からのＨＤ
では１０ｋＮが限度、土台が持ちませんがね。。。

みなさん早速にありがとうございました。
本当に回答が早くて助かります。

>こ〜ちゃん、弟よ（なんじゃこりゃ）

とうとう義兄弟にまで発展しましたか・・・。

>>なので、木栓等で平滑に仕上げておければいいかも。
>>クレームの発生源は早めにつぶしておきましょう(^^;)>ワタシ

施主に判らないうちにやってもらいます。


>そうですね、穴の開けっぱなしでは施主も納得しない、
>強度は別としても、ボンドで木栓詰め、サンダー掛け
>仕上にしておけば納得かな・・・

ボンドにサンダー掛けは気がつきませんでした。
そうですね。きれいに仕上げてもらいます。


>それにしても、ＨＤ金物の位置を間違ったとか、基礎への
>埋め込みは修正不可能と思いますが？　土台からのＨＤ
>では１０ｋＮが限度、土台が持ちませんがね。。。

今回は屋根の部分なので、大丈夫でした。

でもたまに間違えて入れていたり、ものすごくずれていたり
そういった場合、ケミカルアンカーで
入れなおしてもらっています。

他に良い方法はないものでしょうか。
（ちゃんと監理しろっていわれそう・・・。）

kiさん

>でもたまに間違えて入れていたり、ものすごくずれていたり
>そういった場合、ケミカルアンカーで
>入れなおしてもらっています。

ケミカルは審査側では認められないケースが多いです
私も何度か現場から泣き付かれた経験が、でも打ち直し
指示です、ＨＤ金物のセットは現場には厳重に監理する
ように言っておきます、最近はアンカーヘルプとか
アンカーを仮枠に固定の金物を使わせます。。。

Lionさんありがとうございます。


>ケミカルは審査側では認められないケースが多いです
>私も何度か現場から泣き付かれた経験が、でも打ち直し
>指示です、ＨＤ金物のセットは現場には厳重に監理する
>ように言っておきます、最近はアンカーヘルプとか
>アンカーを仮枠に固定の金物を使わせます。。。

そうですか・・・。
何度かやってしまいました。

木造の場合幅が狭いせいですよね。
コーン面積のみ低減して決めればいいと思っていたのですが、
へりあきの低減は片側しかだめなのでしょうか。
両側みていいものと思い込んでいました。


これからは、打ち直しにします。
ありがとうございました。

>ケミカルは審査側では認められないケースが多いです

検索してみました。
裁判・・・鉄骨造です。
http://homepage3.nifty.com/YO/newpage15.htm

>コーン面積のみ低減して決めればいいと思っていたのですが、
>へりあきの低減は片側しかだめなのでしょうか。
>両側みていいものと思い込んでいました。

コーン破壊は脆性破壊？だと思います。
埋め込みアンカーと同制度の強度確保は難しいのでは。？

それと、必ず？鉄筋を切るはずです。圧縮側だから、まぁ良いかと判断して良いかどうか・・です。

>コーン破壊は脆性破壊？だと思います。
>埋め込みアンカーと同制度の強度確保は難しいのでは。？
>
>それと、必ず？鉄筋を切るはずです。圧縮側だから、まぁ良いかと判断して良いかどうか・・です。


そうですね。
判断が甘かったと反省します。
新築物件に使用してはいけないことも恥ずかしながら
知りませんでした。

ケミカルアンカーで検索していくと、
結構HDの台直しに使用しても良いような書き込みも
みつかりました。
そこだけを見た人達は大丈夫だと今後も
思い込んで使用していくこともありえますよね。
以外に恐い事でもあるのですね。

Lionさん、喰えないさんありがとうございました。
お聞きして良かったです。
今後もこういった情報を伝えてください。
私のように無知な者には助かります。

kiさん、こんばんは。

HDにセットするアンカボルトの精度はいつも気にするところ
ですね。許容範囲から外れると泣きそうになりますが、
そんな時はタナカ(←開発元は違うかも)という金物屋さん
取り扱いの「耐震Ｊケーブル」を使ってます。
ステンのケーブルが多少の施工誤差をカバーしてくれてます。
エイムの「くるピタ」は使ったことはありませんが予定より
40mm位ずれた場合の吸収はできそうですね(netでみる限り)。

コンクリート打説時はドタバタして勢いで逝っちゃう傾向に
ありますが、Lionさんがおっしゃているようにアンカーセットの
金物は必須のような気がします。それでも誤差は出ますからね。

あ、すいません。
取り付け方向を間違ったものには当然この商品でも無理ですね(^^;)。

雪も降ってきましたので、寒冷地対策も必要な
時期になってきました。余計な経費が(T.T;)。。。。。。

>kiさん、こんばんは。
>
>HDにセットするアンカボルトの精度はいつも気にするところ
>ですね。許容範囲から外れると泣きそうになりますが、
>そんな時はタナカ(←開発元は違うかも)という金物屋さん
>取り扱いの「耐震Ｊケーブル」を使ってます。
>ステンのケーブルが多少の施工誤差をカバーしてくれてます。
>エイムの「くるピタ」は使ったことはありませんが予定より
>40mm位ずれた場合の吸収はできそうですね(netでみる限り)。
>
>コンクリート打説時はドタバタして勢いで逝っちゃう傾向に
>ありますが、Lionさんがおっしゃているようにアンカーセットの
>金物は必須のような気がします。それでも誤差は出ますからね。
>
いろいろと教えて頂きありがとうございます。
確かに最近は施工業者も気を使うようになり
基礎部分で間違える事はなくなりました。
私は木造が多く全ての物件で監理まで依頼されることが少なく、
いけないとは思っています。
これからは、意匠屋さんとも良くお話し、
改善していきたいと思います。
ありがとうございました。

>あ、すいません。
>取り付け方向を間違ったものには当然この商品でも無理ですね(^^;)。
>
>雪も降ってきましたので、寒冷地対策も必要な
>時期になってきました。余計な経費が(T.T;)。。。。。。

木造は柱の数が多いため時々嫌になる事があります。
今回も数度の設計変更で、最後はたいして確認しなかった事が
原因です。気のゆるみが招いたことだと反省しています。

寒冷地の方は大変だとは思いますが、
私は雪と聞くと、スキーに行きたいと思ってしまいます。

はじめまして、Koji.Nと申します

なかなかレスがつかないようですが、私の考えを…

建築学会の鉄筋コンクリート造建物の靱性保証型耐震設計指針（案）・同解説によれば鉄筋の降伏点の上限値（上限強度）は、SD295A,Bで1.30σy、SD345,390で1.25σyとなっています。
通常保有耐力時に1.1σyとしている主筋の降伏点が、ここまで上がる可能性があると言うことです。
ですから、梁の場合主筋の降伏点が1.1σy→1.3σyになったことを見越してせん断破壊判定の割増係数を1.3/1.1=1.18→1.2くらいにしておくのがよいのではないでしょうか？
柱も同様でよいと思いますが、壁は今一つよくわかりません。
私は、柱梁n=1.2、壁n=1.1くらいで普通はやっています。

>建築学会の鉄筋コンクリート造建物の靱性保証型耐震設計指針（案）・同解説によれば鉄筋の降伏点の上限値（上限強度）は、SD295A,Bで1.30σy、SD345,390で1.25σyとなっています。
>通常保有耐力時に1.1σyとしている主筋の降伏点が、ここまで上がる可能性があると言うことです。
>ですから、梁の場合主筋の降伏点が1.1σy→1.3σyになったことを見越してせん断破壊判定の割増係数を1.3/1.1=1.18→1.2くらいにしておくのがよいのではないでしょうか？
>柱も同様でよいと思いますが、壁は今一つよくわかりません。
>私は、柱梁n=1.2、壁n=1.1くらいで普通はやっています。

Koji.N さん　返事をありがとうございます。

鉄筋の降伏点がここまで上がる可能性があるんですね。
よくわからず、ソフトのデフォルト値が1.1なのでそのままとして計算しています。
Ds＝0.3の時のｎ＝1.6となっています。曲げ強度上昇だけによる割り増し係数としては大きすぎる気がします。他にも理由があるよう気がします。

>Ds＝0.3の時のｎ＝1.6となっています。曲げ強度上昇だけによる割り増し係数としては大きすぎる気がします。他にも理由があるよう気がします。

”保有耐力と変形性能”(1981年版）に、その記述がありました。
1990版では記述が消えました。

10年ほど前に東京都から指導されたことは有りますが、学会指針なので参考にします。と逃げました。
DS=0.3でn=1.6なんて設計できませんから。

>”保有耐力と変形性能”(1981年版）に、その記述がありました。
>1990版では記述が消えました。

そうですか、昔はよくわからなかったから、「せん断でだけは
壊れないように」といった配慮でしょうか？
10年たっていろいろわかってきたから修正したとか？

>DS=0.3でn=1.6なんて設計できませんから。
ですよね？

判定用を1.2以上にすると破壊モード（層のDs値）と
終局時応力によるせん断設計（通常1.1倍）が乖離しませんか？
せん断設計OKでも脆性部材がある・・・みたいな。
せん断設計でも余裕をそれだけ見るのなら別ですが。

>判定用を1.2以上にすると破壊モード（層のDs値）と
>終局時応力によるせん断設計（通常1.1倍）が乖離しませんか？
>せん断設計OKでも脆性部材がある・・・みたいな。
>せん断設計でも余裕をそれだけ見るのなら別ですが。

Dsが大きくなっても、基本は曲げ破壊を担保するために
せん断設計には余裕を見ています。
大変ですけどね…

ぽきぽきサン

ＩＥのアドレス欄に"耐震強度とは何"と書いて検索して
見て下さいいろいろな意見が出ます、ハッキリした
定義は無いと思いますよ。

マスコミが騒ぐ１．０以下と言う話は保有耐力時の
安全率 Qu/Qun を言っているようですが、これとて
各階にて値が異なる筈・・・私にも解らんぞ(^^ゞ

少なくとも、構造設計では耐震強度という言葉は使わないですね。意匠設計でも建築士は使わないのではないかな？そういう言葉ありませんから。

たぶん、昨年の耐震偽装問題から急にマスコミが使うようになったのではないでしょうかね。昨年の今頃、新聞社とかから取材を受けて説明するのにものすごく困りました。
構造設計の用語ではないと説明しても納得しないんですね。

何？といわれても定義がないので答えようがないですが、強いて言えば保有水平耐力のことかもしれないけど・・・
強度と耐力は違うと思いますが。

設計士といわれても「そんな言葉はない」というのと一緒かも。

設計に携わっているのであれば使わない方がよいと思います。

>　去年の耐震偽装の事件より「耐震強度」っていう言葉をよく聞きます。それで構造設計をされている方と耐震偽装の話をしている最中、私が「耐震強度」って言葉を出すと
>「う〜ん、何の強度について言っているのかな〜。」と言われました。それも二人の方に聞いたのですが、二人とも同じような反応だったのです。一人の方は
>「保有水平耐力の事を言っているのかな〜」と言って、話をしていただいたのですが何かどうも私にはしっくりこなかったのです。

姉歯事件で初めて聞く用語でした。
保有耐力/必要保有耐力を耐震強度と呼んでいるようです。
１以上なら一応安全として評価しています。
マスコミには頻繁に登場した言葉ですから、構造設計をやっていて知らないとはおかしいですね。構造屋は世間に疎いんですかね。
　

>姉歯事件で初めて聞く用語でした。
>保有耐力/必要保有耐力を耐震強度と呼んでいるようです。
>１以上なら一応安全として評価しています。
>マスコミには頻繁に登場した言葉ですから、構造設計をやっていて知らないとはおかしいですね。構造屋は世間に疎いんですかね。

1年前までは無かった建築用語・・？

耐震狂徒・・・
明日は屋体のコア抜き立ち会い・・３棟。
狂は勤労感謝の日なのに耐震計算・・、ご褒美にビールの飲みながら・・・間違ってなければよいのだが。

>マスコミには頻繁に登場した言葉ですから、構造設計を
>やっていて知らないとはおかしいですね。構造屋は世間に
>疎いんですかね。

マスコミの造語でしょう、建築用語では有りません。　

喰えないサン

>狂は勤労感謝の日なのに耐震計算・・、ご褒美にビールの
>飲みながら・・・間違ってなければよいのだが。

自分で納めた計算書は大概間違いが有ります、先日
納めた工場のトラスも計算違い発見、プレート補強で
凌いだ(>_<)・・・一人事務所の欠陥です、自分では
なかなかチェック出来ん、私も今日もお仕事でした。

　皆様、心優しい回答ありがとうございます。
今まで、構造は構造設計事務所にお任せで、ホントに何も分からなくて・・
去年以降の耐震偽装事件から、「構造の事は構造設計事務所に丸投げ」ってのでは、
意匠設計屋もまずいなぁ〜と痛感しております。
それで恥のかきついでに更に質問したいのですが、

>保有耐力/必要保有耐力を耐震強度と呼んでいるようです。

これって「保有水平耐力/必要保有水平耐力」って解釈していいですよね？
もしそうだとすると今、基準法を見ているのですが「保有水平耐力」は
31メートル以上のもので必要となる計算ですよね。
そうするとそれ以下の低い建物には「耐震強度」って計算出来ないのでしょうか？

なんかホント情けない質問で「投稿」のボタンを押すのが気が引けるのですが
心優しい方、お願いします。

ぽきぽきサン

>31メートル以上のもので必要となる計算ですよね。
>そうするとそれ以下の低い建物には「耐震強度」って
>計算出来ないのでしょうか？

再度"構造計算ルート"でＮＥＴ検索してみて下さい。

計算ルートは１＞３に行くほど高度になっています
ですから計算は出来ますが、しなくても良い建物も
存在します。

Lionさんありがとうございます。

>再度"構造計算ルート"でＮＥＴ検索してみて下さい。
>
>計算ルートは１＞３に行くほど高度になっています
>ですから計算は出来ますが、しなくても良い建物も
>存在します。

検索してみました。31メートル以下でも最後の所でNoなら
保有水平体力計算するわけですね。
最後にもう一つだけ質問させて下さい。
31メートル以下の建物でルート２でOKの建物を
ルート３で計算した時に「No」になる事ってあるのでしょうか？

勤労感謝の日、皆様お疲れ様でございます。>ALL

私も休日返上＾＾；ってか今日祝日って昨日しりました。
見込んだ作業量は急に削れない・・・＾＾；

>31メートル以下の建物でルート２でOKの建物を
>ルート３で計算した時に「No」になる事ってあるのでしょうか？

より精算をしているのであり得るでしょうね。その逆もあるでしょうし。

momoさん、回答ありがとうございました。

>より精算をしているのであり得るでしょうね。その逆もあるでしょうし。

ということは、やはり「耐震強度」って言葉は現法律において、
意味をなさない言葉なのですね。

皆様、私の（皆様にとって）とるに足らない質問にお付き合い下さい
ありがとうございました。

マスコミの造語ですね。くだらない。
近未来通信を、大々的に広告に載せるアホ新聞社・・・・
欺される方も悪いけど・・・・・

>近未来通信を、大々的に広告に載せるアホ新聞社・・・・

ちと社名が違ってたのですね「近未来詐欺通信」だった

耐震偽装」も「構造計算書偽造」のような希ガス。

「耐震強度」・・・・
国土交通省が姉歯の事件の時にいち早く発表したのがQu/Qunの数値でした。いわゆる保有水平耐力を必要保有水平耐力で除した値ですが、これを満足するということはQu/Qunが1.0以上と言うことになります。この数値をわれわれは、保有水平耐力比とよんでおります。
耐震強度を初めて耳にしたときは、そんな言葉あったっけかと思いました。マスコミには正しい言葉を使って欲しいです。

maasaaさん、こんにちは。

あまり参考にならないかもですが、最もよく使うのは
「一般さび止めペイント」（但し屋内。民間工事は屋外でもたまに使用）
です＾＾；
役所工事で屋外であれば、シアナミドが最も多いです。

1種、2種というのは膜厚の違いではないのですか？（営繕の仕様書によると･･･）

さび止めに気を使うのであれば、下地処理にも注意が必要です。
どんなに良い塗料を使っても下地が良くないと剥がれますので。


ハイスペックな防錆であれば、ウレタン樹脂塗料やフッ素樹脂塗料とかも見たことあります。あとは塗装でなく、溶射工法とか。

marcunさん、お世話になります。
>「一般さび止めペイント」（但し屋内。民間工事は屋外でもたまに使用）>です＾＾；
>役所工事で屋外であれば、シアナミドが最も多いです。
>1種、2種というのは膜厚の違い

大変参考になりました。ありがとうございます。構造計算と直接関係なくて申し訳ございませんでした。

構造屋は　鉄骨も手がけてるので、聞いてる事を
伝えましょう。
こちらも　JIS　Ｋ5625を主に使います。
２種ですね。

屋内は１回塗り、屋外は２回塗りとするのが普通です。

余り使われない塗料は　余りも出てきますし、コストや環境も考えますと、
頻繁に使われるのがいいんじゃないかと思います。

ご参考に。

> 構造計算と直接関係なくて申し訳ございませんでした。

防錆のスペックを決定するのも重要な構造設計の範疇だと
思います。構造計算ではありませんけどね。

さて、私自身も、防錆塗料については自信がありませんが
こんなイメージを持っています。
素人ですので、実のところはわかりませんが、

施工性、コスト、で
5622＜5625＜5621
防錆性はこの逆かなと。

5622はいわゆる鉛丹色（まんまですが）、朱色の度派手な色です。
5625,5621は錆色、小豆色っぽいですね。5625の方が暗いでしょうか（？）
ただし、まさにイロイロな色があるようです。
5622は乾燥に時間がかかり、塗膜が厚く粘っこい感じです。
ついつい生乾きで運搬すると、途端にキズがつきます。（これがよくある）
鉄骨現しの時は、仕上げ塗装のデキがどうかな、と思っています。
5625はご存知のように速乾性で、5622を5625に変更することは
しばしばあります。（ただしコストの変更も伴うので安易にはできませんが）
C型鋼はリップがあるので、塗装の手間はかかると思います。
5622ではなおさらかと思います。
そういう意味で、手間要らずのカラー品というものがあるのでしょうが
設計のスペックと合わなければ選択できませんね。

鉄骨造の解体現場を目にすると、
仕上げに覆われたような部分は、ほとんど新品状態のものが
多いですね。（勿体無い）
昔の体育館などは、さすがに錆が出てるものもありますが
それもそれなりで、屋外やよほどの腐食環境下でもない限り
錆止めに気を遣うことはあまりありません。
逆に屋外なら、防錆塗装は信用していません。
海洋構造物に使用しているような、高耐候性の物か
溶融亜鉛メッキかな、と思っています。

もう、んー十年、現場に行ってないので最近のトレンドは知りません。
素人考えのとりあえず思いつくことを書いてみました。

K5622は層間剥離問題がありK5622に比べてトラブルの少ないK5625を使っています。
錆止めの性能は１種の方が良いのですが、性能は素地ごしらえできまるのは、ご存じのとおりです。
ずいぶん前のことですが、錆止め塗装を色で判断できないかと、塗装屋さんに相談したところ難しいといわれました。

皆様方、ご返信ありがとうございます。
総合的にシアナミゾ2種が性能・コスト・施工性的によさそうですね。
勉強になりました。また不躾な質問をさせていただくときは、
ご指導よろしくお願いいたします。

建築屋ですが、構造は全くの素人です。
錆止め塗装を選択する場合には、吹付け耐火被覆材の付着等も検討要素になる場合も有ると聞いた事があります。　蛇足で失礼します。　

議論が出尽くしたようですね。
現場作業の立場からは、価格の面でJISK5621を最も多く使用します。
特記仕様書でJISK5625が明記されている場合は仕方ありませんが、最近はJISK5622はめったに使用しなくなりました。乾燥に時間がかかり作業性に欠けるためです。

屋外はJISK5623（ズボイド）がよいでしょう（溶融亜鉛めっきが一番よいですが・・・）

あと、１種（屋外）2種（屋内）と思っていましたが・・・

C鋼の件について
カラー製品が普及したために、鉛丹指定でもカラーのうえから塗装します。
無塗装品は、カラーより値段が高いです。

ちなみに現在、加工している製品はJISK5625（シアナミド鉛）で塗装します。
失礼しました。

板方向に力が作用する部位→C材

http://arc-structure.sakura.ne.jp/model/img026.gif

SN400Cってあんまり流通してないような希ガス。
SN490Cの方が入手しやすいかもです。

>SN400Cってあんまり流通してないような希ガス。
>SN490Cの方が入手しやすいかもです。
SN490Cって高かったっけ？。

>BTM2003でツールからデータを読み込めるようですが
>構造システムと構造ソフトが出るのですがユニオンが
>出てきません。
>SS2で使っている方いますでしょうか。
>ツールを押すとユニオンでますか？
BTM2003は使っていないけど先日ベースパックの営業の人が来たとき。ユニオンのソフトにも対応した旨の話しを言っていましたよ
ベースパックのサイトに最新版があるので試して見たら良いと思います。

たかおサン、どーもです。

どの一貫設計にも対応できていないようです。
HPのはverが古いですがこれが最新版のようです。

HPから問い合わせて非通知で電話頂いて確認できました。
ユニオンもサボっているようです。

>RC造で7階建てのﾏﾝｼｮﾝですが、1階建物下に配管ﾋﾟｯﾄがあり地中梁（大梁）の天端がGL-100、小梁の天端はGL+500となっています。このような場合、大梁の上端をふかせばよいのでしょうか。それとも小梁も大梁に取り付くように下げて両方共に上端をふかせばよいのでしょうか。設計事務所の先生に質疑をしても回答が帰ってきませんので宜しくお願いします。


地中小梁があるということは、スラブもあるわけですね、小梁の成等不明ですが、地中大梁との取り合いに600の段差が出来ると、小梁端部を完全ピンとしての解法が必要になります、ピンでよければ、大梁のみ増し打ちで可ですが、端部に固定度が必要なら
大梁、小梁共増し打ちにするべきでしょう、その場合、５００も
増し打ちとなると当然梁の剛性が大きく異なってきますので、
増し打ち補強筋だけではだめな場合もありますので、構造担当者
との相談も必要になります、蛇足ながら、質疑をすばやく返せない構造屋さんには疑問ありです（超安請負等....）。

ochaochag3さん、ありがとうございます。
やはり指示を待った方がいいみたいですね。
明日いっぱい（鉄筋屋さんと型枠大工さんに図面を渡すリミット）構造屋さんの回答を待ちたいと思います。

小梁、大梁の寸法と
ピット束と１階床の位置関係はどうなってますか

>小梁、大梁の寸法と
>ピット束と１階床の位置関係はどうなってますか

はじめまして撓み屋さん。
小梁は300×700、大梁は500×1800と450×1800があります。
ピットはGL-1700で1階床はGL+500です。

http://arc_structure.at.infoseek.co.jp/cgi-bin/src/up0008.jpg

大梁剛性の変化も最小
小梁−大梁の荷重伝達も問題なし
大梁上〜１階床下を配管スペースとしても使えます

こちらに上げておきます

http://arc-structure.sakura.ne.jp/model/img025.jpg

撓み屋さん
ありがとうございます

撓み屋さん、こんばんは。
本会議室用アップローダですが、うまく作動しなかったので
こちらに移動しましたのでこちらでご利用下さい。

http://arc-structure.sakura.ne.jp/cgi-bin/upload.cgi

>本会議室用アップローダですが、うまく作動しなかったので
>こちらに移動しましたのでこちらでご利用下さい。

お世話になっております m(__)m
お騒がせして申し訳ございません
画像表示した所まで行くとまずいのですね

http://arc-structure.sakura.ne.jp/cgi-bin/upload.cgi
に２方向偏芯基礎コーディング中をアップしました(テスト)
２方向偏芯基礎の計算が、気になって気になってどうしようもないので
今コーディング始めました。
言語は FORTRAN95です。
さて、インターフェイスを何で作るか問題ですね
作らないで（計算部分より大変）テキストファイル入力に
なる可能性かなり大ですが(ものぐさ)

なかなかレスが付きませんね。
私もよくわかりませんが、最近やった仕事では購入した土地に
擁壁（高さ７ｍ）の底版だけが残っていた例がありました。

撤去するのに費用がかかるというので設計変更になりましたが
購入時の契約書には”敷地内土中の構造物も全て撤去して引き渡す”とありました

施主は、設計変更にかかった費用と賠償金の裁判を起こすようです。

上の例のように、土地所有者が同じなら莫大な撤去費用を払ってまではしないかもしれませんが、売却する際はどうなんでしょう？

２２００φの杭撤去はできないんでしょうか？
拡底杭のカタログでは掘り起こした写真があるので、できそうな気もしますが．．．

答になっていませんね。ご存じの方レス御願いします

既存杭に掛かる軸力は無くなってるのだから、無視しても良い筈
従って、２ｄ離す必要は無いと思います。
離す意味は、先端地盤崩壊時、地盤がふくれあがるので、
影響にない範囲（とも言えないけど）として離しましょう
と言うことの筈ですから、荷重のかからない土中の杭は
転石と考えて避けるだけで良いと思います。

>既存杭に掛かる軸力は無くなってるのだから、無視しても良い筈
>従って、２ｄ離す必要は無いと思います。
>離す意味は、先端地盤崩壊時、地盤がふくれあがるので、
>影響にない範囲（とも言えないけど）として離しましょう
>と言うことの筈ですから、荷重のかからない土中の杭は
>転石と考えて避けるだけで良いと思います。


撓み屋さん

明確なるご回答有難うございます、２ｄ離して打ってくださいは
検査機関の指導です、でも、とても２ｄなんぞ取ったら、設計できませんので、既存杭はないことにして、不安もありましたが、単に避けるだけで設計しました、ご回答のように、荷重のかからない杭は転石と考えればいいのですね、杭、杭と考えるのがいけないので、荷重がかかっていない杭は単なる石だと、これで目がさめました有難うございます。


もぐらさん

ちなみに私の現場の方は、杭を避けたために、３０００万の予算ＵＰになり、施主と工務店がもめ、半年工事ストップです、もちろん、構造費の支払いもです、更地でも地下の調査が大事ですね
。

>ochaochag3さんどうもです。

昔同様の事があり、
杭引き抜き業者に見積もりをとりましたがむちゃくちゃ高かったような・・そのときはpｃ杭３００φでしたので少し逃げて打てましたが、引き抜いた後は埋戻したとしても新設を掘削時にオーガー先端が柔らかい方に逃げるのである程度離すよう言われたと思います。しかし場所打ちφ２０００以上の杭を引き抜く業者は多分皆無かと・・・。

逃げて打つしかありませんね。２ｄは必要ないと思いますが。
偏心による支点反力の補正が必要かも。

現在５階建てを解体しながら、７階建てを設計中（ほぼ終わり）既存図書がなく、プラン上は前建物の柱位置を避けた設計。掘るのがｺﾜｲ・・。

密集地では杭工法の選定が搬入路や、敷地形状にも影響されるので気を使います。出入りの杭業者は杭の搬入路含め現場調査してくれるので助かってます。

こんなのが有りました
http://nttbj.itp.ne.jp/0357776447/index.html?Media_cate=populer&svc=1303

momoさんどうもです。


２ｄまで行かなくても、ある程度離すのが正解ですね。


>
>逃げて打つしかありませんね。２ｄは必要ないと思いますが。
>偏心による支点反力の補正が必要かも。


逃げて打つ場合は、御堂筋沿い（本町４丁目角）で大きな建物の解体（多分丸紅ビル？）した上で高層建てていますが、既存杭を避けて計画しているのかなと思っています（一度現場に聞きに行って見ます）。
>


>現在５階建てを解体しながら、７階建てを設計中（ほぼ終わり）既存図書がなく、プラン上は前建物の柱位置を避けた設計。掘るのがｺﾜｲ・・。
>

工務店倒産で当方の物件も図面なしで、念のため
現地試掘を行い、４ｍのところにあった杭は避けて設計しました、ところが地下を作るつもりだったのか、場所打ち杭施工中に
ｺﾝｸﾘｰﾄ障害物に当たったと、何かと駆けつけてみると、８ｍのところで杭だらけ（1500〜2200Φ８本）、何とか変更申請ｸﾘﾔｰして
ただいま１０Ｆｺﾝｸﾘｰﾄ打設中です。

>逃げて打つ場合は、御堂筋沿い（本町４丁目角）で大きな建物の解体（多分丸紅ビル？）した上で高層建てていますが、既存杭を避けて計画しているのかなと思っています（一度現場に聞きに行って見ます）。

福島に高層マンションが建っていますが、以前は5、6F(?)建の建築物(用途不明）だったそうです。
杭は既存杭（壁杭）を兼用したそうです。士会の見学会で設計者の説明を聞いたのですが、計画
段階では結構な増し杭を考えていたそうですが、試験をすると以外と耐力がとれたそうで、
安上がりに設計できたそうです。
ローカルですみません。。。

>段階では結構な増し杭を考えていたそうですが、試験をすると以外と耐力がとれたそうで、
>安上がりに設計できたそうです。
>ローカルですみません。。。

私、これやったこと有ります。
新しく作ったのは平屋の倉庫でしたが
既存杭を利用して、不足分は打ちこんで（埋め込んでが正解？）
１階床をフラットスラブにして、基礎−基礎梁−１階床全部兼用
杭位置−柱位置を無関係で、結構喜ばれました。
古い杭（下手するとＲＣ杭）は、水平耐力に難ありなので見極めて
からと言うことになりますが

>＞また梁崩壊形などといいながら、実際はスラブがかなり効き、必ず柱が先に壊れるのも実験で（Ｅデフェンスで旧基準ながら、梁崩壊は皆無）わかっているのになぜ改正しないのかというところです。
>
>
>この辺の参考文献とかもうちょっと詳しくお教え願えないでしょうか　＾＾；　　興味が沸いたので・・・　　すいません


これはあくまでも私見です、「保有耐力と変形性能」にもスラブの効果が一部書いてありますが、阪神大震災の現場及び、Ｅデフェンスの実験結果（旧基準）を見て、ほとんど（すべてではないが）柱崩壊になっているのを見て、スラブは、横耐震壁のように効くのだなと、（この会議室にも同意見を書いていらっしやる方がいます）、もちろん現ＲＣのヒンジ機構算出の方法を否定するものではありませんが、ヒンジに関しては梁は
なかなか潰れないと実感している次第です、来年（？）ぐらいには同モデルで耐震機構を取り入れた実験もあるそうですから、その結果を反映していただければ（しないと実験の意味がない）
もう少し詳細な答えが出ると思います。

＾＾；間違って新しく立ててしまいました。
ムダにスペース使ってすいません。

なるほど・・・・
横力が掛かる方向を考えれば床は大きな剛体ですもんね。

ありがとうございました。

>なるほど・・・・
>横力が掛かる方向を考えれば床は大きな剛体ですもんね。
>

でも、弱軸方向？

>これはあくまでも私見です、「保有耐力と変形性能」にもスラブの効果が一部書いてありますが、阪神大震災の現場及び、Ｅデフェンスの実験結果（旧基準）を見て、ほとんど（すべてではないが）柱崩壊になっているのを見て、スラブは、横耐震壁のように効くのだなと、（この会議室にも同意見を書いていらっしやる方がいます）、もちろん現ＲＣのヒンジ機構算出の方法を否定するものではありませんが、ヒンジに関しては梁は

耐震判定会での、先生のお話・・
Ｑsuの式はかなり小さい値になっている。１．５倍にしても余裕がある。スラブの協力幅は全部（スパンの１／２）とっても良い。・・・と言う意見。

梁ヒンジ・・張間方向１スパン
梁崩壊になるかも知れないのでメカニズム耐力を計算する。・・・と言う意見。
計算上は梁崩壊になるが実際にはならないので２次診断だけでよい・・・と言う意見。
特に、計算上でせん断柱が梁崩壊型で耐力が決まったとしても、梁崩壊にならない可能性があります。
柱せん断破壊したときの２種構造要素の判定をしておく必要です。
新築の構造計算書のどこかでＱsu＞Ｑmuの確認は出来るのでしたっけ。＞ビルド一貫　(^^ゞ

>こんな平面の建物を見ました。

壁式。

剛床頼みなのでスラブは厚く。
片持ち壁になるので地中梁は大きい。
３階建てくらい？

>３階建てくらい？

壁だけで、４階建てです。

>壁だけで、４階建てです。

壁式ＲＣならば、センター指針、Ｐ３５下欄の
建物隅角部のＬ、Ｔ、＋型補強が満足しないですね。

>壁だけで、４階建てです。

コレも４階建て^^;
http://arc-structure.sakura.ne.jp/model/img024.gif

（雑誌抜粋・・・大丈夫・・・かな？問題あれば消しまする。）

>コレも４階建て^^;
>http://arc-structure.sakura.ne.jp/model/img024.gif
>（雑誌抜粋・・・大丈夫・・・かな？問題あれば消しまする。）

平屋なら可能かも。
４階建てとは　恐れ入りました。

>壁式。
>
>剛床頼みなのでスラブは厚く。
>片持ち壁になるので地中梁は大きい。
>３階建てくらい？

>http://arc-structure.sakura.ne.jp/model/img024.jpg

これ設計される方おられるんですね．．．
私は怖くて断りました。

この弥次郎兵衛構造、偏荷重にどう対処すんの？
建物のねじれとか、地震力分布とか全く検討つきません。
よほど高度な技術をお持ちなんでしょうね。すごい．．．
私に能力がないだけか？．．．

>>壁だけで、４階建てです。
>
>コレも４階建て^^;
>http://arc-structure.sakura.ne.jp/model/img024.gif
>（雑誌抜粋・・・大丈夫・・・かな？問題あれば消しまする。）

びっくりしました。
先端に支柱を設けてスラブを境界梁に利用し、面外片持ち壁の曲げと変形を拘束しているようですね。
解析はＦＥＭでしょうね。

こういうアイデアを利用させてもらおうと思うが、実務的にこなせるだけの技術力がない自分が情けない。

>先端に支柱を設けてスラブを境界梁に利用し、面外片持ち壁の曲げと変形を拘束しているようですね。

支柱が立っているんですね．．．
私のところへ来た物件では気づきませんでした。
おそらく雑誌を真似して持ってきたんでしょうか。

これなら、２スパン外柱ピンの薄肉ラーメンで解けるかもしれませんね．．．
でもやっぱり怖い．．．

理論は、おいといて．．．

やります？＞ALL

自邸なら．．．やるかも。

>自邸なら．．．やるかも。

難しくて出来ない・・・(^^ゞ

>やります？＞ALL
>
>自邸なら．．．やるかも。

自邸ならやりません（笑）
住宅ローンとのバランスが悪い

ていうか、自宅は冒険もない壁造です。

>>やります？＞ALL
>>
>>自邸なら．．．やるかも。
>
>自邸ならやりません（笑）

自邸でもやりません

計算できても、計算通りの建物ができるのか？
計算通りの応力状態になるのか？自信がありません．．．
P−δ効果で１枚壁が壊れたら終わりです。

>自邸なら．．．やるかも。

やりません、用途係数１．２５で実施＞自邸
阪神大震災を目の前で体験してこりごりです＞アクロバット

>>自邸なら．．．やるかも。
>
>やりません、用途係数１．２５で実施＞自邸
>阪神大震災を目の前で体験してこりごりです＞アクロバット

皆さん、やっぱり自邸でもやりませんか．．
構造屋としてはやってみたい．．他人では気が引ける
自邸なら壊れても．．．と思った次第です。

そう考えると　この設計者はスゴイですね

もぐらサン

>皆さん、やっぱり自邸でもやりませんか．．
>構造屋としてはやってみたい．．他人では気が引ける
>自邸なら壊れても．．．と思った次第です。

自らの命掛けても良いならですが(--;)

>そう考えると　この設計者はスゴイですね

凄すぎまする。。。

私、一定レベルのゼネコンとコンビならやります＾＾；
。（出典：建築技術１２月号P132）

外部開放の解決を剛床に頼るのは一般的ですし、
ま、ここまである意味潔いのはどうかと思いますが。
FEMもそんなに難しいモデルじゃない。

境界梁効果もそんなに効いてないと思います。ほぼ片持ち壁状態なんじゃないでしょうか。４階建てで２ｍの地中梁成も頷けます。低層なので壁体の曲げ変形も大きくないでしょうし。
低層壁式で偏心もほとんどない。実際の挙動も近いんじゃないでしょうか。
４階建てで階高（2400+2550*3)で約10m、費用対効果もありそう。

>阪神大震災を目の前で体験してこりごりです＞アクロバット

昨今の住宅特集等、建築雑誌に出ている写真・・大きな片持ちが無いと載らないようで（苦笑）

一冊丸々片持ち住宅特集（結果的に）なんてのも。。。

新建築住宅特集は私も読んでます。確かにとんでもない形も多いですね。
この建物に関してはmomoさんのおっしゃるとおり、有限要素法での解析と、
センター壁式の告示本文以外の運用についても、設計者としてのそれなりの
判断があれば可能ではないかと思います。
費用対効果はプロジェクトそのものの付加価値の付け方によりますから、
構造伏図だけでは判断も難しいかな。
ただ、自邸ではやりませんね。自邸は構造設計者としての持てる能力を
最大限発揮してより地震に強い建物としたいです。

>もぐらサン
>
>>皆さん、やっぱり自邸でもやりませんか．．
>>構造屋としてはやってみたい．．他人では気が引ける
>>自邸なら壊れても．．．と思った次第です。
>
>自らの命掛けても良いならですが(--;)

私の自邸は阪神大震災の前だったと言うこともありますが、実験住宅のような気持ちで設計しました。
今にして後悔していますが、ただ壊れても死ぬことはないと思っています。

しかし、この建物は．．．？
ここに住む人がそれを承知で住むならいいんでしょうが、設計者(芸術家？）の自己満足のモルモットになっているような気がして．．．知らぬが仏とも言いますが．．．

私の場合、自分がそこで安心して生活できるかどうかを設計の際のひとつの指針としています。

>toyochanさんこんにちわ。

>今にして後悔していますが、ただ壊れても死ぬことはないと思っています。

後悔の理由が気になりまする・・＾＾；

設計者が自邸で実験住宅にするのはよくある話ですよね。
構造に限らず。私も財力が伴えば挑戦したいですが。

>知らぬが仏とも言いますが．．．

逆に知らば仏もあるような。所詮、雑誌の片隅の情報です。推測以外に設計者には目の覚めるような解決が有ったかもしれませんね。

この類のスレッド面白いですね。画像があるので。
雑誌の話題の建物について喧々囂々出来たりして。
こういう場合、著作権ってどうなるんだろう？？やっぱまずいのかな？

>toyochanサン

>私の場合、自分がそこで安心して生活できるかどうかを設計の際のひとつの指針としています。

確かにその通りですね

momo　さん

>この類のスレッド面白いですね。画像があるので。
>雑誌の話題の建物について喧々囂々出来たりして。

同感です。
今回のはまだいい方で、どうやって成り立っているのかわからない建物もありますし、雑誌では評価が高いが、皆そう思っているのだろうかと疑問に感じる建物もあり、皆さんの生の意見を聞けるのは参考になるし、おもしろいです。

>こういう場合、著作権ってどうなるんだろう？？やっぱまずいのかな？
私も、この点について気になりますね。
管理人さんどうですか？

momoさん

>後悔の理由が気になりまする・・＾＾；
>
>設計者が自邸で実験住宅にするのはよくある話ですよね。
>構造に限らず。私も財力が伴えば挑戦したいですが。

財力が伴わないため経済設計で余力に乏しいのです(泣)。気になる施工ミスなどもあり、当時は「地震が来たらどんな壊れ方をするのかな〜」などとのんきに考えていたんですが、阪神大震災で構造設計に対する意識が変わったというか、それまで未熟だったというか、．．．震度５程度でも被害が出る予感．．．

>逆に知らば仏もあるような。所詮、雑誌の片隅の情報です。推測以外に設計者には目の覚めるような解決が有ったかもしれませんね。

わかったらぜひ教えてくださいね。私には到底理解が及ばない神の領域かもしれませんが．．．
ま、自分の能力の範囲内でできる仕事をいたしまする．．．

私の場合、壁の横筋を伸ばしてます。（梁巾＝壁厚）

http://arc-structure.sakura.ne.jp/model/img023.jpg

なるほど、壁の横筋をそのまま引き通すのですね。

撓み屋サン

>私の場合、壁の横筋を伸ばしてます。（梁巾＝壁厚）

斜め補強筋入れたく無いですね。。。

>Lionさん

>斜め補強筋入れたく無いですね。。。
そうですよね
柱−梁接合部と考えれば無用だし
壁式構造は、ひび割れが入らない前提だから、無用の筈だし
実験でも、効かないと解ってても
基準で＊＊＊＊となってると、入れない訳にも行かず
２本は大変なので、太いの１本にまとめてます。

皆さん、どうされてます？

>皆さん、どうされてます？

学会の壁式基準 P52 5条9項の規定によりタテヨコ筋を計算し、
斜め筋は省いてます
3段筋はきついですね＞壁式

もぐらサン

>学会の壁式基準 P52 5条9項の規定によりタテヨコ筋を計算し、
>斜め筋は省いてます

私も同様です、縦横に置換です、壁式は配筋を入れすぎぬ
事が大事、コンクリートが確実に充填されません。。。

>>学会の壁式基準 P52 5条9項の規定によりタテヨコ筋を計算し、
>>斜め筋は省いてます
>
>私も同様です、縦横に置換です、壁式は配筋を入れすぎぬ
>事が大事、コンクリートが確実に充填されません。。。

横からの質問をお許しください。
◎問1.5条9項の規定の表で５階建ての１階の耐力壁の曲げ補強筋は2-D19ですが、SD295のD19なのか、SD345のD19なのかわかりません。
1/2以上といってもSD295のD19場合とSD345のD19場合では鉄筋量が異なると思うのですが？
◎問2.耐力壁の曲げ補強筋が5条9項の規定の表よりも多くなった場合は必要斜め筋も増やすのでしょうか？

宜しくお願い致します。

>学会の壁式基準 P52 5条9項の規定によりタテヨコ筋を計算し、
>斜め筋は省いてます
こんな方法があったのですね。
知りませんでした、これはつかわせていただきます

>◎問1.5条9項の規定の表で５階建ての１階の耐力壁の曲げ補強筋は2-D19ですが、SD295のD19なのか、SD345のD19なのかわかりません。
>1/2以上といってもSD295のD19場合とSD345のD19場合では鉄筋量が異なると思うのですが？

私の場合、D19以上はSD345にしています
でも条文をよ〜〜〜く読んでください。295でも345でも断面積は同じでは？


>◎問2.耐力壁の曲げ補強筋が5条9項の規定の表よりも多くなった場合は必要斜め筋も増やすのでしょうか？
>
>宜しくお願い致します。

私は表からではなく”計算”して必要タテヨコ筋の０．３５倍以上を上乗せし、斜め筋を省いています。
表から斜め筋を出す場合は、おっしゃるとおりだと思います。

P88の設計例参照

回答ありがとうございます。

>私の場合、D19以上はSD345にしています
>でも条文をよ〜〜〜く読んでください。295でも345でも断面積は同じでは？

条文は耐力壁の曲げ補強筋に応じて斜め筋の断面積が異なっています。これは曲げ補強筋の引っ張り耐力に応じて斜め筋の必要鉄筋力も異なると理解すべきではないのでしょうか。
曲げ補強筋がSD295のD19とSD345のD19では引っ張り耐力が異なるわけですから、必要斜め筋も異なるはずで、断面積も異なるのではないのでしょうか？

私は表からではなく”計算”して必要タテヨコ筋の０．３５倍以上を上乗せし、斜め筋を省いています。
>表から斜め筋を出す場合は、おっしゃるとおりだと思います。
>P88の設計例参照

曲げ補強筋は”計算”で求めて、０．３５倍のタテヨコ筋追加筋は、この表から求めることにしてはおかしいですよね。

私は、ＲＣ規準にあるように縁張力と付加斜張力は独立した事象で斜筋は安全のために計算外で設けるものと思っていました。

私の勉強不足かもしれませんが、壁式設計規準の斜筋の必要鉄筋量（表４の１／２）の根拠は何でしょうか？センターの壁式指針ではＲＣ規準に倣って斜筋を不要としています。

私は斜筋の代わりにワイヤメッシュによる補強としているのですが、これでは駄目なんでしょうか？

>ＢＵＳの保有水平耐力の出力結果で、数字が２種類出力されますが、1.0以上の数字と、1.0以下の数字です。
>単純に、大きい数字を保有水平耐力として採用して良いのでしょうか？


保有水平耐力判定表の中の（　）内の数値のことですね、ＤＳの判定によリＤランク材を入れるか入れないかの違いで、どちらかを満足していれば可です。

>保有水平耐力判定表の中の（　）内の数値のことですね、ＤＳの判定によリＤランク材を入れるか入れないかの違いで、どちらかを満足していれば可です。
>

有り難う御座いました。どちらかを満足していれば可、と思って計算をしていたのですが、役所でクレームをつけられ、急に不安になってしまいました。

とにかく、有り難う御座いました。

脆性破壊後も鉛直支持能力が確保されていることが前提だと思いますよ。

例えばRC柱がせん断破壊した場合、その柱に取り付く直交耐震壁が大地震時に
軸力を負担するなどの代替構造材が存在していなければ、Ds部材無視は難しいのでは。

>ベース寸法：3000x3000
>柱脚：700x700
>低盤までの距離：Df=1500
>ペースフーチング厚さ：D=700
>
>長期軸力：NL=100kN
>長期曲げ：LMx=32kN.m，LMy=15kN.m
>長期せん断：LQx=16kN，LQy=7kN
>地震時軸力：eNx=13kN，eNy=22kN
>地震時曲げ：eMx=171kN.m，eMy=143kN.m
>地震時せん断：eQx=48kN.m，eQy=40kN
>
>ベースの芯と柱脚芯は，Ｙ方向へ＋200偏心しています．Ｘ方向への偏心はありません．
>


この状態では、地中梁がないのかと思いますが、長期軸力：NL=100kNに対し地震時曲げeMx=171kN.m，eMy=143kN.mは大きすぎます、よってｅ=1/2Ｌを超えますので転倒を起こし、計算は成り立ちません、地中梁を設けて曲げ、偏心モーメントを負担させないと無理です。（地中梁があるなら、ベース算定に当たっては軸力以外は無視できます）

>よってｅ=1/2Ｌを超えますので転倒を起こし、
>計算は成り立ちません

概算でフーチング４３００角くらいにすれば
納まりそうですね、地耐力２００ｋＮと仮定。

>>よってｅ=1/2Ｌを超えますので転倒を起こし、
>>計算は成り立ちません

そうですか・・・。
構造ソフトのパワー直接基礎だとOKとでる。。。
入力を間違っているのでしょうか・・・・
疑問で疑問で・・・。

まだ、数字を追っかけている最中です。・・。

>まだ、数字を追っかけている最中です。・・。

結果でましたか？
私が計算したらｏｋでした。下記を参考にして下さい。
エクセルで計算しています。
http://arc-structure.sakura.ne.jp/model/img020.pdf

下式で求まるかと思います。

ΣＮ＝NL＋フーチング自重＋土被り
ΣＭ＝M+Q・Df+N・Ef（Ef=基礎偏心距離）
e=ΣＭ/ΣＮ
係数α＝1±6(e/L) or 2/3(0.5-e/L) 〔e/Lが1/6を超えないor超える〕
接地圧σmax=ΣＮ・αx・αy/A
（式等は学会の「建築基礎構造設計指針 第１版(1988年」P185より)

質問の事例ですと、αx,αyとも短期時で2.4前後、65kN/�u前後。
なおe>1/6Lなので、フーチング上側の配筋検討が必要となります。

上で挙げた本ですが、第１版にあった「直接独立基礎の偏心荷重」
関連の項目が、第２版では何故か丸ごと消えています。
他の本で同様の項目を見たことが無いうえ第１版は絶版なので、
図書館等で探すしかないかもです。
一応、手元にある「建築構造ポケットブック（共立出版第４版」
のP574にも式だけは載ってますが‥

>すみませんが，手を動かしていただけませんか？

お困りだとは思いますが、
業務として計算されているのですか。
業務であれば手伝ってくださる方がいらっしゃるかも知れません。

両方向とも基礎梁が無いのでしょうか？
せめて片方向は基礎梁を付ける構造計画をした方が良いと思います。

>業務として計算されているのですか。
>業務であれば手伝ってくださる方がいらっしゃるかも知れません。

同感ですね。自分の計算書をUPして意見を聞く方がレス付きやすいかもです。

余計なお世話ですが、

２方向偏心の独立基礎でe>1/6L（基礎の一部に引っ張りが生じる）の場合は簡単に式からでは求まらないのではないかと思っています。1988年度版の図5.2.9利用。
そもそも２方向偏心の独立基礎の場合、e＜1/6LとなるようなLx、Ly（6*ｅx/Lx+6*ｅy/Ly＜1）をまずを求めて、α＝（1+6*ｅx/Lx+6*ｅy/Ly）で設計すべきだと思います。

http://arc-structure.sakura.ne.jp/model/img021.pdf

X,Y正加力のみ
残りは自分で考える
解らないときは、丁寧に図を書くこと

２方向偏芯は考えてませんのでヨロシク

便方で基礎自重を抜いてσmaxを算定後にWFを等分布で
加えるというのがありますから、一度御確認ください。

こんなモデルで計算できますが、プログラムないでしょうね
http://arc-structure.sakura.ne.jp/model/img022.jpg

自分で組みますか（笑）

・断面内に引張りを生じない
・地盤は引張りにも耐えられる
であれば簡単ですが、引張りに耐えられないから面倒です

基礎を平面的に多数の四角形に分割し、その小さな四角形内の
地盤反力は等しいと置けば、求まるのですけどねぇ〜〜

うーむ、作っておいてみようかな
使う機会が有るかどうか、問題ですけど(^_^)

皆様，ありがとうございました．
出張などがあって掲示板を見ることが出来ませんでした．
出張先で，１方向（Y方向）についてのみ検討し，計算をクローズさせました．
すぐそばにチェックしてもらえる人がいない状態です．
チェックしてもらうときは他の支店などに先輩方にチェックしてもらう状態です．

これからもいろいろなアドバイスなど頂けたら，幸いです．

>ノンブラケットに関する参考図書なんてあるのでしょうか？

ＩＥで”ノンブラケット””鉄骨””建築”で検索
しましょう、先ずはＮＥＴ検索です・・・

http://www.kozo-kogaku.co.jp/diaphragmjoint.html

ウェブボルトが１面剪断になるので数が多くなりますが
フランジの溶接さえちゃんと出来れば良いのですから
ブラケットで発錆の経験値に頼るより確実だと思います。

雨の日は作業しない
風が強い日は作業しない
１００％超音波探傷試験
でブラケット工法より信頼性有るかも知れません。

>私としてはノンブラにしたくないのですが・・・。

ゼネコンと設計者の関係に特別なものがありそうですが、
既に着工している（？）のに設計変更とは。。
私なら、設計図通り施工せよ、で終わりにします。

>>私としてはノンブラにしたくないのですが・・・。

４階建て工場でノンブラケットで設計しましたが、天井がなく梁が見えるので、とてもすっきりと仕上がりました。

そのときは、施工業者が決まっていたのであらかじめ工法の打ち合わせもでき（ゼネコンはコストメリットがあると判断したようです）、ファブも非常にしっかりしていたので現場溶接も問題なくできました。

設計段階でノンブラケットとしたくても、ゼネコン＆ファブが未定だと、従来工法で設計するのが無難なんですけどね。

せっかくのチャンスなので、いろいろ研究して設計（変更？）にチャレンジしてみてはいかがですか？

>>>私としてはノンブラにしたくないのですが・・・。

長時間ノーブラで過ごしていると　バスト部分の筋肉が緩んできて　バストの位置も下がってくるのです。
ヒップハングのボトムを着ているとウエストのくびれがなくなって　ずん胴なウエストになるのと同じように　ノーブラは　女性らしい魅力的なバストのためには大敵なのです。

女性の方々、お気をつけくださいませ。

>ノンブラケットに関する参考図書なんてあるのでしょうか？
>実はノンブラケットにするのは始めてでして・・・。
>設計図にはブラケットで描いたのに、ゼネコンとファブが勝手に
>変更した施工図をあげてきました。（怒）
>ちなみに建方は１２月初旬予定、多雪地域でして、私としてはノンブラにしたくないのですが・・・。

先日、多雪地域でノンブラケットの設計をしました。
ノンブラケットの方が経済的なのですが、建て方が雪のシーズンになるので、ブラケットに変更したいと言ってきました。

>>>>私としてはノンブラにしたくないのですが・・・。
>
>長時間ノーブラで過ごしていると　バスト部分の筋肉が緩んできて　バストの位置も下がってくるのです。
>ヒップハングのボトムを着ているとウエストのくびれがなくなって　ずん胴なウエストになるのと同じように　ノーブラは　女性らしい魅力的なバストのためには大敵なのです。
>
>女性の方々、お気をつけくださいませ。

こういうの好きです。
ちょくちょくお願いします。

>全国で無作為に抽出した４００棟のマンションで構造計算の検証が進められている。今のところ悪質な偽装は確認されていないが、設計におかしな点がある物件も見つかっているという。

設計におかしな点がある物件のなかには悪質でない偽装もあると言うことなのでしょうね。
悪質な偽造と悪質でない偽装の違いがきちんと説明されるのかを注目しています。

いよいよ．．．ですね

全国３８７の分譲マンションを抽出したサンプル調査でも、これまでに問題なしと判定されたのは７４件。

http://www.asahi.com/national/update/1117/TKY200611170154.html
http://www.asahi.com/special/051118/TKY200611140449.html

>もぐらさん

判定員になられるんですか？
JSCAからは要望が有りますか？

時間と費用をどのくらいもらえるのでしょうね？
木造住宅の判定員など（某士会）は一日現場で床下も
はいずり回って３万円らしいですが・・・。

私は設計者の意図や、経緯を計算書で判断するのは非常に難しいのでいくつか知り合いに頼まれたものの断っています。
時間とれないとかいって。＾＾；

>私は設計者の意図や、経緯を計算書で判断するのは非常に難しいのでいくつか知り合いに頼まれたものの断っています。
>時間とれないとかいって。＾＾；

大丈夫だという書面と印鑑が欲しいという場合は、お断りしています。設計者に質疑を出したのに返って来ず、そのままになっている物もあります。

どこまでチェックするのかで労力(検討費用）はずいぶん変わってきます。
　荷重は適切に拾われているか？
　モデル化に不自然な部分はないか？
私のチェックポイントは主にこの２点ですが、現状の仕事に手一杯で、チェックのような仕事に時間をかけられないというのも現実です。

実際の審査機関にはチェックリストのような物があるのでしょうか？
最近の質疑は、設計者の考え方を確認するようなものも多いのですが、「そんなことそっちで電卓たたいてもらえばすぐわかるんじゃないの」と思えるような、以前なら計算外で済んだような部分も検証を求められるようになり、確認申請時の労力もずいぶん増えました。

>momoさん
>
>判定員になられるんですか？
>JSCAからは要望が有りますか？

話は来ていますが、受けるかどうかは、ビミョ−。

JSCAが主体なら請けますけど、ど−も士事協が頭みたい。
士事協の小手先で動くなんて、まっぴらごめんなので。

他人の計算書チェックしてもおもしろくないし。

>国土交通省が全国的に行ったマンションの構造計算のチェックの結果の話題が以前にありましたが、まだ作業中のようです。

当方の地域は完了したようですよ。

>JSCAが主体なら請けますけど、ど−も士事協が頭みたい。
>士事協の小手先で動くなんて、まっぴらごめんなので。

こちらは、建築○○安全協会が判定機関となるようなうわさが・・
JSCAも事務所協会も士会も断ったようです。
天下り人数の多いところが受け入れ機関になったのかな？
適合判定員はそこの機関と個人契約になるようですね。
となると、構造事務所の所員が適合判定員になる場合はどうなる？

日当については、５万/日とも８万／日ともいわれていますが真相は？？ですね

>他人の計算書チェックしてもおもしろくないし。

某市のお手伝いでチェックしましたが、あら探しをしているようで面白くないですね。

ホ−ムズさん　ど−もです
>JSCAも事務所協会も士会も断ったようです。
>天下り人数の多いところが受け入れ機関になったのかな？

まさしく天下り機関が請けるみたいです。
なんか変な方向に進みそうです．．

>まさしく天下り機関が請けるみたいです。
>なんか変な方向に進みそうです．．
>

　われわれ確認検査員（建築基準適合判定資格者）では、構造計算適合判定員には、なれません。役所の主事も同様です。ご心配されているようなことには、ならないと思います。

>　われわれ確認検査員（建築基準適合判定資格者）では、構造計算適合判定員には、なれません。役所の主事も同様です。ご心配されているようなことには、ならないと思います。

”現役”の方はなれなくても”退職”された方が機関を立ち上げて”構造士”を雇う構図。それが心配です

>　われわれ確認検査員（建築基準適合判定資格者）では、構造計算適合判定員には、なれません。役所の主事も同様です。ご心配されているようなことには、ならないと思います。

そうではなく、構造計算適合判定機関を認める自治体が受け皿の担い手がないために、OBのいる団体に頼み込んでいる、というのが実態なのではないかと思います。（当地方の話ですが）

新聞報道にもあるように、現状では構造計算適合判定委員の絶対数が足りません。適合判定にまわす構造規模をもう少し引き上げてもらわないと・・

ところで、確認検査員A様のような方の仕事はどうなるのでしょうか？

>新聞報道にもあるように、現状では構造計算適合判定委員の絶対数が足りません。適合判定にまわす構造規模をもう少し引き上げてもらわないと・・

私も同意権です。

もう少し構造規模を引き上げたほうが現実的と思います。
S造４階以上も適合判定にまわすらしいのですが、やりすぎと考えます。

>もう少し構造規模を引き上げたほうが現実的と思います。
>S造４階以上も適合判定にまわすらしいのですが、やりすぎと考えます。


前にも意見を述べさせていただきましたが、全く同感です、特にＳ造などは、限界耐力計算、センター行き物件以外は、誰が見ても（審査側の構造担当員）理解できる、計算方法と、部材を使用しているので、わざわざ第三者が見るというのは、時間と、お金の無駄です、まして分かり切ったことを審査するのでは、なんらレベルＵＰつながりません。

問題の根源はＲＣ造の計算の煩雑さにあり、百人百様の答えが出る基準の曖昧さ（特に壁の扱い）にありますので、その辺を告示できちんと整備して、ＲＣ造２０ｍ超のみ（前述の物件も含む）第三者にチェックさせればいいではないかと思います。

ochaochag3サン

>問題の根源はＲＣ造の計算の煩雑さにあり、百人百様の答えが
>出る基準の曖昧さ（特に壁の扱い）にありますので、その辺を
>告示できちんと整備して、ＲＣ造２０ｍ超のみ（前述の物件も
>含む）第三者にチェックさせればいいではないかと思います。

全く同感です、Ｓの場合は誰が計算しても似たような
断面になります、ＲＣのみで良いです。。。

>ochaochag3サン
>
>>問題の根源はＲＣ造の計算の煩雑さにあり、百人百様の答えが
>>出る基準の曖昧さ（特に壁の扱い）にありますので、その辺を
>>告示できちんと整備して、ＲＣ造２０ｍ超のみ（前述の物件も
>>含む）第三者にチェックさせればいいではないかと思います。
>
>全く同感です、Ｓの場合は誰が計算しても似たような
>断面になります、ＲＣのみで良いです。。。

告示できちんと整備したら、Ｓ造と同様に誰が計算しても似たような断面になります。ＲＣも不要になる。

>
>全く同感です、Ｓの場合は誰が計算しても似たような
>断面になります、ＲＣのみで良いです。。。

Lion さん

ご賛同有難うございます、涙が出るほどうれしいです.......
やはり長年携わっている、実務者からこういう意見を出していかないと、物事の良し悪しも判断しずらいと思います、現にＲＣだから１００人１００様の答えがあるというのはおかしな話です、
（壁の考慮、考え、応力の採用位置が設計者の判断に依存する所が多いため、指針等の記述が曖昧）
建築地（地盤）が異なれば、地震入力は異なるのは当然ですが
一つの建物そのものの耐力は誰が計算しても同じにならないと、おかしいので、
「あららさん」がおっしゃる様にＳ造並に、整備すればＲＣ造も
判定機関にまわす必要ないと言う所まで整備、すべきと思いますが。

ochaochag3さん

>「あららさん」がおっしゃる様にＳ造並に、整備すればＲＣ造も
>判定機関にまわす必要ないと言う所まで整備、すべきと思い
>ますが。

残念ながらＲＣは断面仮定からして規則性が無い、
各人各様ですから、無理だと思いますね、永遠の課題！

Ｌｉｏｎさん
>
>残念ながらＲＣは断面仮定からして規則性が無い、
>各人各様ですから、無理だと思いますね、永遠の課題！
>

そらそうです、形状、強度、配筋等組み合わせれば、億という自由度の組み合わせが出来、設計者の腕の見せ所の一つです、
そう言った事とは別に、
ＲＣの計算過程をはつきりさせてほしいということです、たとえば、断面算定位置（ルートによって異なる、フェイス、軸心）、及びまともに満足しない仕口計算方法（実験して確かめているのかどうか）、袖壁がつく柱梁に応力が集中するときの、壁つき柱梁ののきちんとした計算方法、各壁の扱い方、等かなりの所が曖昧です、安全を見て軸心ですればという考えもありますが、
配筋増やせば安全でしょうが、仕口が持たなくなるという現象はおかしいのではないだろうかと（断面ＵＰまでに戻るのは行き過ぎ）、配筋を増やしたのに、鉄筋入れすぎでＤランクになって
（入れすぎは危険だとは分かります、過程として）保有耐力が不足等多々あります。

また梁崩壊形などといいながら、実際はスラブがかなり効き、必ず柱が先に壊れるのも実験で（Ｅデフェンスで旧基準ながら、梁崩壊は皆無）わかっているのになぜ改正しないのかというところです。

>残念ながらＲＣは断面仮定からして規則性が無い、
>各人各様ですから、無理だと思いますね、永遠の課題！

同感です。
今年のはじめから、マンションの構造計算書の無料相談会をJACA＆事務所協会で行っていますが、そこで見た構造計算はそれこそ様々なバリエーションがありました。

１６階で、ＲＣ（高強度ではなく）ベタ基礎（細砂層）、すべてに壁をスリット施工でモデル化純ラーメンの物件などは計算手法が合法であっても、自分ではやらない（断る）設計なのかもしれないと思いました。

この掲示板でも、いろいろな考え方や解析法があることが話し合われていますが、皆、技術者として互いを認めながらの議論であるから大変有意義です。

新しく始まるピュアチェックも同様であれば、互いの技術力は向上すると思いますが、設計者対審査機関、という対立の延長になると技術の向上どころか互いの時間の無駄です。

すべての責任が設計者にあるのであれば、設計者の責任の下に技術的経験的な見地から設計されたものに口を挟む余地はない野田と思っていますが、世間の評価は、適合判定機関にも責任を求めるでしょう。

ピュアチェックというシステムは間違っているとは思いませんが、その運用方法も専門家が考えるべきであったと思います。

JSCAでは副会長が制度改革についての進捗具合の報告とともに、意見も求めていますね。

　前スレにも偽装事件からの法改正の動向については、議論があったとおりですが、部材剛性評価等のモデル化については法令に明確な規定がなかったため、われわれ確認検査員が設計者さまへモデル化に関して訂正を強要することはできないというのが、わたしの考えでした。しかし、偽装物件と国が断定したものには、連層耐震壁の一定幅の開口が各層上下に連続しているものに対するモデル化が単なる開口率低減をした無開口モデルにして解析してＯＫとなっていたが、開口脇に仮想柱を入れた３スパンモデルにして境界梁の影響を考慮すれば保有水平耐力がＮＧとなるというものがあったようです。確かに、さまざまなモデルを想定して安全側に計算することは良いことですが、法令には耐力壁の開口の位置・大きさによるモデル化の方法は明記されていません。これを偽装と断定するのであれば、法令で明確に基準を示すべきです。何を根拠に設計すればよいのか、審査すればよいのか、今回の法令改正で明確にしていただけることを願うばかりです。

　追加
　バルコニー側の梁を逆梁にして手摺とするタイプの共同住宅では、非常時に隣の住戸へ逃げれるように耐力壁開口が上下層で連続しています。これを壁脇に仮想柱を想定して解析しているものは、わたしが審査した物件ではおよそ１０％くらいではないでしょうか。

>バルコニー側の梁を逆梁にして手摺とするタイプの共同住宅では、非常時に隣の住戸へ逃げれるように耐力壁開口が上下層で連続しています。

そういう壁の縦せん断を補強していくのは今やスタンダードではないのでしょうか。１０％は驚きです。

ただモデル化せずとも電卓たたけば耐震の縦せん断は導けるし、梁の補強も必須です。。別途されているのでは？

>ただモデル化せずとも電卓たたけば耐震の縦せん断は導けるし、梁の補強も必須です。。別途されているのでは？

　ここに参加されるような、知識があり、責任感の強い方ばかりが構造設計されているわけではないのが現実のように思いますが、別途検討されていると思いたいです。

>教えてください。
>鉄骨のらせん階段（外部階段・１本柱）を設計することになったのですが、標準的なディテールがわかりません。
>とあるホームページで、蹴上げ板を支柱にピンで取り付けている物を見ましたが、これが一般的なディテールなのでしょうか？
>だとすれば、階段はボルトのせん断、支柱は軸力の検討を行えば良いということですか？
>
>経験のある方がいらっしゃいましたら、ぜひアドバイス頂けませんか？

蹴上げ板ではなくて、踏み板の下にリブプレートが
あるようなカタチになっていませんか？
そのリブは支柱に対してピンではなくて、ボルト2本か3本で踏ん張って、キャンティレバーになっていると思います。
恐らくメッキではないでしょうか。
メッキでなくても、長い支柱にそこそこの長さの細い板が何枚も
取り付くとしたら、工場内で取り回しが悪いので
ボルト接合にしたのかもしれません。
メッキであれば、他に注意すべきディテールもあるかと思います。
参考図を手に入れて研究されるか、現物を探して
見ることが大切です。らせん階段に限らずですが。
こういったものは構造耐力で決めるというより、
納まりで決まるので（特に支柱サイズなど）、まずは図面を描かなくてはなりませんね。

参考になるか分かりませんが・・・
http://www.tessoan.com/cate1/04/7_12/c.html


>教えてください。
>鉄骨のらせん階段（外部階段・１本柱）を設計することになったのですが、標準的なディテールがわかりません。
>とあるホームページで、蹴上げ板を支柱にピンで取り付けている物を見ましたが、これが一般的なディテールなのでしょうか？
>だとすれば、階段はボルトのせん断、支柱は軸力の検討を行えば良いということですか？
>
>経験のある方がいらっしゃいましたら、ぜひアドバイス頂けませんか？

>参考になるか分かりませんが・・・
>http://www.tessoan.com/cate1/04/7_12/c.html

これはちょっと面白い階段ですねぇ。
支柱側のリブの出寸法が小さいので、ササラも構造要素にしてるかも。
一般的かどうかというと、あまり一般的ではないような。。。

>支柱側のリブの出寸法が小さいので、ササラも構造要素に
>してるかも。
>一般的かどうかというと、あまり一般的ではないような。。。

階段はデザイン屋の仕事ですね、構造的アドバイスは
しますが、階段の図面は私は構造では描きません、

但し自前の設計では当然納まりまで描いてます、美しい
納めの階段はなかなか難しいです。

>但し自前の設計では当然納まりまで描いてます、美しい
>納めの階段はなかなか難しいです。

昔は、「階段がきれいに納まれば一人前」なんて言われました。
本当に、満足できる様に納めることができた階段は少ないです。

今もＲＣ壁式に集成材の段板だけをどう納めようか思案中。

螺旋階段は、設計に苦労する割には、使いにくいし、納めにくいし、意外と場所もとるのであまり手がけません。

>螺旋階段は、設計に苦労する割には、使いにくいし、納めにくいし、意外と場所もとるのであまり手がけません。

難しいので、全然書いたことがありません。
バブルの頃、支柱に磯を貼ったのがあったが旨く貼れたのかな・・・。１周したらＭが釣り合うだろうから、と軸力のみ検討しましたが。(^^ゞ

>さて、構造設計者として読んでおいたほうが良い書籍
>をぜひ教えてほしいのですが。

実務から見たシリーズがお薦めですね。
実務から見た基礎構造設計
実務から見た鉄骨構造設計
実務から見た木造構造設計
実務から見た鉄筋コンクリート構造設計
実務から見た壁式鉄筋コンクリート構造設計
実務から見た構造力学
実務から見た耐震診断�T．�U＆�V

>力学？

建築構造テキスト「釣合と変形の力学」小野瀬順一著￥2400

がおすすめ

ポケットブックが有れたいていの事はＯＫ

上に書籍紹介があるじゃん。