耐震スリット
サニーズ
2006/03/09 00:26:33
既存RC造で耐震補強で設けるスリットは耐火材等はどうしていますか？何か決まりはありますか？
Re: 耐震スリット
HT
2006/03/09 17:38:39
当該部位が耐火性能を求められる部位であるならば、所定の性能を満たすようにするということです（建築基準法）。
Re: 耐震スリット
サニーズ
2006/03/11 09:21:14
結局よくわからないので、既製品のメーカーのロックウール厚50㎜にバックアップ材をいれ、シールするということにしました。２時間耐火になるとのことで、役所に聞いても要求耐火性能を満たすことしかいわないのでこの仕様にしました。しかしスリットの仕様は構造で決めることなのだろうか。
column
2006/03/08 18:28:28
お世話になっています．
通路の上屋を設計することになりました．
スパン（柱4本，X方向14m,Y方向9m）で，屋根は折板です．
独立基礎のみ（地中梁なし）
電算で計算をしようと考えています．（BUILD一貫3）
吹き上げに対して，どのように考えればよろしいでしょうか？
また，何か注意事項等ございましたら，ご教授のほど，よろしくお願いいたします．
通路の上屋を設計することになりました．
スパン（柱4本，X方向14m,Y方向9m）で，屋根は折板です．
独立基礎のみ（地中梁なし）
電算で計算をしようと考えています．（BUILD一貫3）
吹き上げに対して，どのように考えればよろしいでしょうか？
また，何か注意事項等ございましたら，ご教授のほど，よろしくお願いいたします．
Re: 通路の上屋
仙人
2006/03/08 23:45:27
おおっ、仲間ですね。
上屋で、壁がないのでしょう？
バス置き場をやったことありますが、梁せい分だけ
水平に風荷重を見ただけです。
これなら、10分入力ですね。
まあ、特に考慮することもないですよ。
上屋で、壁がないのでしょう？
バス置き場をやったことありますが、梁せい分だけ
水平に風荷重を見ただけです。
これなら、10分入力ですね。
まあ、特に考慮することもないですよ。
Re: 通路の上屋
喰えないラーメン屋
2006/03/09 08:11:09
>まあ、特に考慮することもないですよ。
普通に、地震・風（解放建物の屋根）・雪の計算をすればよいのでは。
ビル風はわかりません。
一番注意することは、簡単な建物だからと計算料を値切られないように・・・。
普通に、地震・風（解放建物の屋根）・雪の計算をすればよいのでは。
ビル風はわかりません。
一番注意することは、簡単な建物だからと計算料を値切られないように・・・。
Re: 通路の上屋
column
2006/03/09 08:37:15
返事が遅くなり，すみません．
壁はありません．バス停のようなものです．
４本柱なので，45度方向の検討が必要かと思い，質問しました．
設計料は，決して値切っていません．同じような規模のものを２つ作り，それに伴う既存部の改修で，50です．意匠は外注なので・・・いくら入ってくるかは知りません．
あと，仙人さん．もし，良かったら設計図書を頂けませんか？
駆け出しで，１年ぶりに電算を走らせ，設計に自信がありません．
他店に設計検討をお願いしてもいいのですが，トップが，金をかけたくないという考えを持っているので．．．
壁はありません．バス停のようなものです．
４本柱なので，45度方向の検討が必要かと思い，質問しました．
設計料は，決して値切っていません．同じような規模のものを２つ作り，それに伴う既存部の改修で，50です．意匠は外注なので・・・いくら入ってくるかは知りません．
あと，仙人さん．もし，良かったら設計図書を頂けませんか？
駆け出しで，１年ぶりに電算を走らせ，設計に自信がありません．
他店に設計検討をお願いしてもいいのですが，トップが，金をかけたくないという考えを持っているので．．．
Re: 通路の上屋
toyochan
2006/03/09 11:14:53
この構造、案外奥が深いんです。
壁がついたり、風速の大きい地域だと吹き上げや吹き下ろしがバカにならない。
一部のみ壁だったり、近接して建物がある場合はどう評価しようかいつも悩みます。
柱脚は軸力が小さいと危険側になる場合があるので注意が必要でしょう。
基礎梁がないと基礎の回転の処理も浮き上がり時を考慮する必要があるでしょうし．．．
常時、積雪、地震、吹上、吹下．．．ホイストなんかがついたりすると、また大変。普通の建物よりも数倍の労力が必要です。
壁がついたり、風速の大きい地域だと吹き上げや吹き下ろしがバカにならない。
一部のみ壁だったり、近接して建物がある場合はどう評価しようかいつも悩みます。
柱脚は軸力が小さいと危険側になる場合があるので注意が必要でしょう。
基礎梁がないと基礎の回転の処理も浮き上がり時を考慮する必要があるでしょうし．．．
常時、積雪、地震、吹上、吹下．．．ホイストなんかがついたりすると、また大変。普通の建物よりも数倍の労力が必要です。
Re: 通路の上屋
仙人
2006/03/09 16:50:57
>４本柱なので，45度方向の検討が必要かと思い，質問しました．
ちょろっと、入れたら、それでおしまい。
やってみられたら？
>あと，仙人さん．もし，良かったら設計図書を頂けませんか？
>駆け出しで，１年ぶりに電算を走らせ，設計に自信がありません．
見るほどのこと無いですよ。誰がやっても、似たようなものですよ。
まあ、頑張ってください。
ちょろっと、入れたら、それでおしまい。
やってみられたら？
>あと，仙人さん．もし，良かったら設計図書を頂けませんか？
>駆け出しで，１年ぶりに電算を走らせ，設計に自信がありません．
見るほどのこと無いですよ。誰がやっても、似たようなものですよ。
まあ、頑張ってください。
結果は？
喰えないラーメン屋
2006/03/10 16:07:45
>返事が遅くなり，すみません．
>壁はありません．バス停のようなものです．
>４本柱なので，45度方向の検討が必要かと思い，質問しました．
４５度の加力（地震？風圧？）の結果も教えてくださいね。
４本柱の割り増しをしても積雪で決まりそうな気がしてますが・・どうなんでしょうか。
せっかく質問をしたのですから結果を教えてくださいね。
>壁はありません．バス停のようなものです．
>４本柱なので，45度方向の検討が必要かと思い，質問しました．
４５度の加力（地震？風圧？）の結果も教えてくださいね。
４本柱の割り増しをしても積雪で決まりそうな気がしてますが・・どうなんでしょうか。
せっかく質問をしたのですから結果を教えてくださいね。
Re: 結果は？
情けない
2006/03/10 19:00:29
分かりました．的を外さなければ，結果を何とか出します．
設計業務は，来週ぐらいからボチボチ始めようかと思っています．
設計業務は，来週ぐらいからボチボチ始めようかと思っています．
Re: 結果は？
ぴょん吉
2006/03/11 00:29:22
メールアドレス見ると、女の人3人の名前が組み合わせてある？
自分たちで、会社やっておられるの？
意匠外注、構造はよく分からない。それなら、工務店？
ここは、親切な叔父さん達が居ますから、女の人と分かったら
無料で計算してくれるかも？？？？
既存建物があるなら、基礎が当たるかも？偏心となると、ＦＧが無いと
納まるのかな？その辺のとこ、考慮されてますか？
自分たちで、会社やっておられるの？
意匠外注、構造はよく分からない。それなら、工務店？
ここは、親切な叔父さん達が居ますから、女の人と分かったら
無料で計算してくれるかも？？？？
既存建物があるなら、基礎が当たるかも？偏心となると、ＦＧが無いと
納まるのかな？その辺のとこ、考慮されてますか？
Re: 結果は？
喰えないラーメン屋
2006/03/11 15:44:03
>既存建物があるなら、基礎が当たるかも？偏心となると、ＦＧが無いと
>納まるのかな？その辺のとこ、考慮されてますか？
そう言われても掘ってみないと解らないでしょう。(^_^;
隣接の基礎が出てきたら、アンカーで留めれば良いのでは？。１t程度しか増えないでしょう。
渡り廊下ならば、最近の防火関係の告示を調べる方がよいかも・・・
>納まるのかな？その辺のとこ、考慮されてますか？
そう言われても掘ってみないと解らないでしょう。(^_^;
隣接の基礎が出てきたら、アンカーで留めれば良いのでは？。１t程度しか増えないでしょう。
渡り廊下ならば、最近の防火関係の告示を調べる方がよいかも・・・
Re: 結果は？
情けアリ
2006/03/11 17:57:10
データを送ってもらったけど、読み込み方が分からな～い。
お礼のメールの出し方も、分からな～い。
私、礼儀知らずじゃ無くて、アホなんで～す。
お礼のメールの出し方も、分からな～い。
私、礼儀知らずじゃ無くて、アホなんで～す。
Re: 結果は？
喰えないラーメン屋
2006/03/12 06:10:53
>データを送ってもらったけど、読み込み方が分からな～い。
データを送られたんですか。
お気軽にｵﾈﾀﾞﾘしてみただけだから未だ見てないのかも知れませんよ。届いためーるは有ったんですか。
書きっぱなし（無回答も含めて）率５０％以上の会議室も有るぐらいですから。
上の方に、「結果はどうでしたか」と書いてみました。
計算に行き詰まった上て質問したのではなさそうでしたね。
永く生きてるんだから相手をよく見ましょう。・・・と、お節介。
データを送られたんですか。
お気軽にｵﾈﾀﾞﾘしてみただけだから未だ見てないのかも知れませんよ。届いためーるは有ったんですか。
書きっぱなし（無回答も含めて）率５０％以上の会議室も有るぐらいですから。
上の方に、「結果はどうでしたか」と書いてみました。
計算に行き詰まった上て質問したのではなさそうでしたね。
永く生きてるんだから相手をよく見ましょう。・・・と、お節介。
Re: 結果は？
情けない
2006/03/13 09:13:12
皆さん方，いろいろと返事を頂き，ありがとうございます．
まだ，何も手を付けていません．
あと，男です．いろいろな気をもたせてすみません
まだ，何も手を付けていません．
あと，男です．いろいろな気をもたせてすみません
Re: 結果は？
喰えないラーメン屋
2006/03/13 15:08:56
>まだ，何も手を付けていません．
でこぼこの有る面は抵抗が大きいです。
抵抗が大きいという事は、それだ力を受け止める事になります。
折版屋根面の流れ方向は問題有りませんが、直角な方は空気抵抗が大きいので水平方向の風圧力を多く受けます。
計算が終わったら、どのように考えたか教え下さい。
でこぼこの有る面は抵抗が大きいです。
抵抗が大きいという事は、それだ力を受け止める事になります。
折版屋根面の流れ方向は問題有りませんが、直角な方は空気抵抗が大きいので水平方向の風圧力を多く受けます。
計算が終わったら、どのように考えたか教え下さい。
Re: 結果は？
ぴょん吉
2006/03/14 01:37:53
なんだ、男か、ガッカリ・・・・・・
まあ、気張ってよ。
簡単なことだから。
まあ、気張ってよ。
簡単なことだから。
Re: 結果は？
喰えないラーメン屋
2006/03/14 09:25:26
>簡単なことだから。
簡単じゃ有りませんよ。
パラペットが有ったりすると・・・
Ｈ鋼梁の弱軸方向に曲げを受けますし、パラペット（片持ち形式）のモーメントによる捩れも生じます。
スパンが大きいですから影響が大きいと思われます・・・。
簡単じゃ有りませんよ。
パラペットが有ったりすると・・・
Ｈ鋼梁の弱軸方向に曲げを受けますし、パラペット（片持ち形式）のモーメントによる捩れも生じます。
スパンが大きいですから影響が大きいと思われます・・・。
Re: 結果は？
ぴょん吉
2006/03/14 11:20:18
喰えないサン、どうもでゴワス。
柱も、捻れそうですね。
難しいな～～～～。
柱も、捻れそうですね。
難しいな～～～～。
Re: 結果は？
ぴょん吉
2006/03/22 07:32:28
後の経過が書いてない。
だから、こう言う輩は、相手したくない。
そうですよね。
喰えないサン。
だから、こう言う輩は、相手したくない。
そうですよね。
喰えないサン。
BUS-3保有続編
完徹
2006/03/08 12:38:10
もぐらさん、教えて下さい。
BUS-3の保有耐力ですが、ひび割れによる剛性低下の考慮を指定し、部材の塑性特性で対象とする部材を指定しています。塑性曲げ剛性比や塑性せん断剛性比は、デフォルトのままとしていますが、この辺の数値は普段どのように設定されておられますか？。
もし、参考になるような書籍があれば、併せて教えて下さい。
あと、基礎の浮き上がりについてですが、建築センタ－の解説書
だと、浮き上がりは考慮しない（しなくても良い）ようですが
やはり、ケ－スバイケ－スで指定したり、解除したりされますか？。
BUS-3の保有耐力ですが、ひび割れによる剛性低下の考慮を指定し、部材の塑性特性で対象とする部材を指定しています。塑性曲げ剛性比や塑性せん断剛性比は、デフォルトのままとしていますが、この辺の数値は普段どのように設定されておられますか？。
もし、参考になるような書籍があれば、併せて教えて下さい。
あと、基礎の浮き上がりについてですが、建築センタ－の解説書
だと、浮き上がりは考慮しない（しなくても良い）ようですが
やはり、ケ－スバイケ－スで指定したり、解除したりされますか？。
Re: BUS-3保有続編
もぐら
2006/03/08 13:53:16
指名料は￥１０００になります!(^^)!
保有時はひび割れが発生すると思いますのでβは0.3程度でも
良いかと思いますが、私は特に考慮していません。
以前構造屋仲間と話した時は、考慮している人もいたようです。
引き抜きについてはセンタ－指針に”考慮しなくて良い”とあります。この言葉をどう捉えるか？
低層の場合は、どちらでも良いですが、６、７層以上となると
引き抜き考慮すれば確実に保有は取れませんね。
その場合はカウンタ－を設ける事になると思います。
引き抜きを考慮→回転壁→DS=0.25
非考慮→せん断壁→DS=0.45
引き抜き考慮してQu,DSを下げるか、考慮せずにQu,DSを上げるか？
私は中層（５層以上）の場合は考慮していません。なのでほとんどWDとなります。
せん断耐力を上げて、かつ 曲げ耐力を小さくする。
以前、喰えないさんに怒られましたが、横筋を増やしタテ筋を減らす（ヨコD13@100,タテD13@200）なんて事もしました
PS多くの方のレスを得る為になるべく指名はしない方が良いと思います。
保有時はひび割れが発生すると思いますのでβは0.3程度でも
良いかと思いますが、私は特に考慮していません。
以前構造屋仲間と話した時は、考慮している人もいたようです。
引き抜きについてはセンタ－指針に”考慮しなくて良い”とあります。この言葉をどう捉えるか？
低層の場合は、どちらでも良いですが、６、７層以上となると
引き抜き考慮すれば確実に保有は取れませんね。
その場合はカウンタ－を設ける事になると思います。
引き抜きを考慮→回転壁→DS=0.25
非考慮→せん断壁→DS=0.45
引き抜き考慮してQu,DSを下げるか、考慮せずにQu,DSを上げるか？
私は中層（５層以上）の場合は考慮していません。なのでほとんどWDとなります。
せん断耐力を上げて、かつ 曲げ耐力を小さくする。
以前、喰えないさんに怒られましたが、横筋を増やしタテ筋を減らす（ヨコD13@100,タテD13@200）なんて事もしました
PS多くの方のレスを得る為になるべく指名はしない方が良いと思います。
Re: BUS-3保有続編
ima
2006/03/08 14:54:44
もぐらさん。横から割り込んですみません。
私も日常的に悩んでいるので教えてください。
>私は中層（５層以上）の場合は考慮していません。なのでほとんどWDとなります。
とのことですが、その場合、他に存在するWA,WB,WCの耐力は何パーセント有効とするのですか。
また、FA,FB,FC,FDとの加算はどのように考えるのですか。
私も日常的に悩んでいるので教えてください。
>私は中層（５層以上）の場合は考慮していません。なのでほとんどWDとなります。
とのことですが、その場合、他に存在するWA,WB,WCの耐力は何パーセント有効とするのですか。
また、FA,FB,FC,FDとの加算はどのように考えるのですか。
Re: BUS-3保有続編
マータ
2006/03/08 16:33:58
>とのことですが、その場合、他に存在するWA,WB,WCの耐力は何パーセント有効とするのですか。
>また、FA,FB,FC,FDとの加算はどのように考えるのですか。
私もよこからすみません。
私は全体剛床で荷重増分の場合はそのままの耐力で良いのではないかと思っていますが。
理由はＤランク部材がある場合建物全体にヒンジが発生する前に部分的にＤランク部材がせん断破壊などを起こし計算を止める事になりますが、その止めた時点の耐力はＡ～Ｃランク部材は塑性域にない場合もある訳で、自動的に耐力を出し切っていない評価になっていると思うからです。
でも、あまり自信ない・・・
>また、FA,FB,FC,FDとの加算はどのように考えるのですか。
私もよこからすみません。
私は全体剛床で荷重増分の場合はそのままの耐力で良いのではないかと思っていますが。
理由はＤランク部材がある場合建物全体にヒンジが発生する前に部分的にＤランク部材がせん断破壊などを起こし計算を止める事になりますが、その止めた時点の耐力はＡ～Ｃランク部材は塑性域にない場合もある訳で、自動的に耐力を出し切っていない評価になっていると思うからです。
でも、あまり自信ない・・・
Re: BUS-3保有続編
もぐら
2006/03/08 17:00:41
>とのことですが、その場合、他に存在するWA,WB,WCの耐力は何パーセント有効とするのですか。
>また、FA,FB,FC,FDとの加算はどのように考えるのですか。
私は0.7(A+B+C)+Dにて検討してきました。
根拠は東京都オレンジ本2001 P233
脆性部材の変形と同一変形とした場合のＡ～Ｃ部材の耐力は０．７倍程度であるからだと思います。
耐震診断の（５）式のような考え方でしょうか？
>また、FA,FB,FC,FDとの加算はどのように考えるのですか。
私は0.7(A+B+C)+Dにて検討してきました。
根拠は東京都オレンジ本2001 P233
脆性部材の変形と同一変形とした場合のＡ～Ｃ部材の耐力は０．７倍程度であるからだと思います。
耐震診断の（５）式のような考え方でしょうか？
Re: BUS-3保有続編
喰えないラーメン屋
2006/03/08 17:00:39
>とのことですが、その場合、他に存在するWA,WB,WCの耐力は何パーセント有効とするのですか。
>また、FA,FB,FC,FDとの加算はどのように考えるのですか。
下のスレに根拠の在処を尋ねたのですが・・
耐震診断では基礎回転（引き抜き）の場合は、
靱性値Ｆ値＝２．０～３．０（条件により小さくなる場合あり）
判定値Ｉs＝重量×０．６ ＞ 強度×靱性値。
張間が全て耐震壁とすると
保有耐力は 重量×ＤＳ×Ｃ0(1.0)と比較すると
ＤＳ＝０．４５×（０．６／０．５５）／（２．０～３．０）
＝０．１７～０．２５
で、ＤＳ＝０．２５採用です。
壁と柱が混在しているならば、複雑になります。
引き抜き考慮の方がＱuは大きくなるかもしれません。
センター本では、引き抜きが生じないと危険側なので、考慮しなくて良いと書いてあるのだと思います。
きわどい場合は、杭摩擦なしで引き抜き時耐力、引き抜き無しで擦有りで壁剪断の計算をして小さい方を採用するのがベターだと思いますが・・・めんどくさいかも。(^^；
>また、FA,FB,FC,FDとの加算はどのように考えるのですか。
下のスレに根拠の在処を尋ねたのですが・・
耐震診断では基礎回転（引き抜き）の場合は、
靱性値Ｆ値＝２．０～３．０（条件により小さくなる場合あり）
判定値Ｉs＝重量×０．６ ＞ 強度×靱性値。
張間が全て耐震壁とすると
保有耐力は 重量×ＤＳ×Ｃ0(1.0)と比較すると
ＤＳ＝０．４５×（０．６／０．５５）／（２．０～３．０）
＝０．１７～０．２５
で、ＤＳ＝０．２５採用です。
壁と柱が混在しているならば、複雑になります。
引き抜き考慮の方がＱuは大きくなるかもしれません。
センター本では、引き抜きが生じないと危険側なので、考慮しなくて良いと書いてあるのだと思います。
きわどい場合は、杭摩擦なしで引き抜き時耐力、引き抜き無しで擦有りで壁剪断の計算をして小さい方を採用するのがベターだと思いますが・・・めんどくさいかも。(^^；
Re: BUS-3保有続編
もぐら
2006/03/08 17:06:35
>理由はＤランク部材がある場合建物全体にヒンジが発生する前に部分的にＤランク部材がせん断破壊などを起こし計算を止める事になりますが、
私は最後まで（想定した変位まで）押していますので、途中で加力は止めません。
曲げヒンジが発生していない部材はその後加力を続けると曲げ材になるのか、せん断破壊するのか？がわからないからです。
これは私の私感です。人にはそれぞれ考え方があるので、どれが正しいとは言い切れません。
今回の偽装事件で他人の計算書のチェックを頼まれますが、他人の設計者の判断まで立ち入る気は毛頭ありません
私は最後まで（想定した変位まで）押していますので、途中で加力は止めません。
曲げヒンジが発生していない部材はその後加力を続けると曲げ材になるのか、せん断破壊するのか？がわからないからです。
これは私の私感です。人にはそれぞれ考え方があるので、どれが正しいとは言い切れません。
今回の偽装事件で他人の計算書のチェックを頼まれますが、他人の設計者の判断まで立ち入る気は毛頭ありません
Re: BUS-3保有続編
喰えないラーメン屋
2006/03/08 17:37:09
もぐらｻﾝ こん＊＊は。
>せん断耐力を上げて、かつ 曲げ耐力を小さくする。
>以前、喰えないさんに怒られましたが、横筋を増やしタテ筋を減らす（ヨコD13@100,タテD13@200）なんて事もしました
耐震補強で、四苦八苦。
ヨコ筋 ２Ｄ１３＠２００、タテ筋 ２Ｄ１０＠２００の増設壁。曲げ壁・・・しめしめ。
判定会・・即、再提出になりました。数分で判定会終了。・・・(;_;)
年に１～２棟のＲＣ物件は、ルート１ですみます。
>せん断耐力を上げて、かつ 曲げ耐力を小さくする。
>以前、喰えないさんに怒られましたが、横筋を増やしタテ筋を減らす（ヨコD13@100,タテD13@200）なんて事もしました
耐震補強で、四苦八苦。
ヨコ筋 ２Ｄ１３＠２００、タテ筋 ２Ｄ１０＠２００の増設壁。曲げ壁・・・しめしめ。
判定会・・即、再提出になりました。数分で判定会終了。・・・(;_;)
年に１～２棟のＲＣ物件は、ルート１ですみます。
Re: BUS-3保有続編
マータ
2006/03/08 17:50:40
もぐらさんいつもどうもです。
>私は最後まで（想定した変位まで）押していますので、途中で加力は止めません。
>曲げヒンジが発生していない部材はその後加力を続けると曲げ材になるのか、せん断破壊するのか？がわからないからです。
この内容は理解できますが、せん断破壊した部材の鉛直支持能力はどのように考えますか？
押し切る理由がＤsを決めるためであれば、一度押し切ってＤsを決めてから途中で止める手もあります。
それと、せん断破壊が発生しても押し切る場合にはＡ～Ｃランク部材耐力を低減する必要があると思いますが、低減する理由というのは、せん断破壊をした時点のＡ～Ｃランク部材の耐力を略算的に求めるためであると思いますが、どうでしょうか。
>私は最後まで（想定した変位まで）押していますので、途中で加力は止めません。
>曲げヒンジが発生していない部材はその後加力を続けると曲げ材になるのか、せん断破壊するのか？がわからないからです。
この内容は理解できますが、せん断破壊した部材の鉛直支持能力はどのように考えますか？
押し切る理由がＤsを決めるためであれば、一度押し切ってＤsを決めてから途中で止める手もあります。
それと、せん断破壊が発生しても押し切る場合にはＡ～Ｃランク部材耐力を低減する必要があると思いますが、低減する理由というのは、せん断破壊をした時点のＡ～Ｃランク部材の耐力を略算的に求めるためであると思いますが、どうでしょうか。
Re: BUS-3保有続編
もぐら
2006/03/08 18:17:22
マ－タさん ど－もです。
>この内容は理解できますが、せん断破壊した部材の鉛直支持能力はどのように考えますか？
私がＤ部材容認するは壁のみです。柱、梁については曲げ材とします。ですので鉛直支持能力は柱で考えます。
>
>押し切る理由がＤsを決めるためであれば、一度押し切ってＤsを決めてから途中で止める手もあります。
なるほど参考になります。
>
>それと、せん断破壊が発生しても押し切る場合にはＡ～Ｃランク部材耐力を低減する必要があると思いますが、低減する理由というのは、せん断破壊をした時点のＡ～Ｃランク部材の耐力を略算的に求めるためであると思いますが、どうでしょうか。
>
その通りだと思います。
保有耐力はどこがどのように壊れるかを調べる物だから、ど－も途中で止めるというのが、よく理解できていないのです。
誤解の無いように御願いしたのですが、途中で止めるのがおかしいと言っているのではありません。私はそういうやり方はしていない。というだけの事です。
>この内容は理解できますが、せん断破壊した部材の鉛直支持能力はどのように考えますか？
私がＤ部材容認するは壁のみです。柱、梁については曲げ材とします。ですので鉛直支持能力は柱で考えます。
>
>押し切る理由がＤsを決めるためであれば、一度押し切ってＤsを決めてから途中で止める手もあります。
なるほど参考になります。
>
>それと、せん断破壊が発生しても押し切る場合にはＡ～Ｃランク部材耐力を低減する必要があると思いますが、低減する理由というのは、せん断破壊をした時点のＡ～Ｃランク部材の耐力を略算的に求めるためであると思いますが、どうでしょうか。
>
その通りだと思います。
保有耐力はどこがどのように壊れるかを調べる物だから、ど－も途中で止めるというのが、よく理解できていないのです。
誤解の無いように御願いしたのですが、途中で止めるのがおかしいと言っているのではありません。私はそういうやり方はしていない。というだけの事です。
Re: BUS-3保有続編
もぐら
2006/03/08 18:21:42
>判定会・・即、再提出になりました。数分で判定会終了。・・・(;_;)
>
>年に１～２棟のＲＣ物件は、ルート１ですみます。
喰えないさん ど－もです。
最近、ル－ト１，２はやってないです。３ばっかり。
壁量が足りる物件がやりたいです。
来年度からの校舎補強の入札、４月から始まります。
ここ数年７０％前後で落札が多い。せめて８０％で．．
>
>年に１～２棟のＲＣ物件は、ルート１ですみます。
喰えないさん ど－もです。
最近、ル－ト１，２はやってないです。３ばっかり。
壁量が足りる物件がやりたいです。
来年度からの校舎補強の入札、４月から始まります。
ここ数年７０％前後で落札が多い。せめて８０％で．．
Re: BUS-3保有続編
マータ
2006/03/08 18:29:37
もぐらさん 回答ありがとうございます。
たぶん、押し切る場合も、途中で止める場合も目的は同じと思います。
まとめると・・・
●押し切る場合は、せん断破壊した時の保有耐力を算出するため、Ａ～Ｃの低減を行う。
●せん断破壊で止めるなら、Ａ～Ｃの低減はいらない。
って事でしょうか。
たぶん、押し切る場合も、途中で止める場合も目的は同じと思います。
まとめると・・・
●押し切る場合は、せん断破壊した時の保有耐力を算出するため、Ａ～Ｃの低減を行う。
●せん断破壊で止めるなら、Ａ～Ｃの低減はいらない。
って事でしょうか。
Re: BUS-3保有続編
もぐら
2006/03/08 19:55:26
>●押し切る場合は、せん断破壊した時の保有耐力を算出するため、Ａ～Ｃの低減を行う。
>
>●せん断破壊で止めるなら、Ａ～Ｃの低減はいらない。
>
せっかくまとめて頂いたのですが．．．
せん断破壊した時に加力を止めた時、Ｐ－σ曲線はどうなっていますか？ほとんど一直線状態ではないですか？
Ds値は押し切った時のを使い（Ds値大）、Quはせん断部材発生時の値（Qu値は小さいと思われる）
Qu/Qunを満たすのは苦労しませんか？
>
>●せん断破壊で止めるなら、Ａ～Ｃの低減はいらない。
>
せっかくまとめて頂いたのですが．．．
せん断破壊した時に加力を止めた時、Ｐ－σ曲線はどうなっていますか？ほとんど一直線状態ではないですか？
Ds値は押し切った時のを使い（Ds値大）、Quはせん断部材発生時の値（Qu値は小さいと思われる）
Qu/Qunを満たすのは苦労しませんか？
Re: BUS-3保有続編
喰えないラーメン屋
2006/03/08 20:01:49
>せっかくまとめて頂いたのですが．．．
なんか、逆のことが書いてあるような気がしました。
酔ってるせいかも・・・
今日は港に客船が２隻入ったので、仕事をせずに焼酎でも持って見に行きたかった。
なんか、逆のことが書いてあるような気がしました。
酔ってるせいかも・・・
今日は港に客船が２隻入ったので、仕事をせずに焼酎でも持って見に行きたかった。
Re: BUS-3保有続編
もぐら
2006/03/08 20:08:54
>今日は港に客船が２隻入ったので、仕事をせずに焼酎でも持って見に行きたかった。
港内に焼酎試飲コーナーがあるそうですよ（未確定情報）
港内に焼酎試飲コーナーがあるそうですよ（未確定情報）
Re: BUS-3保有続編
マータ
2006/03/08 23:21:42
>せん断破壊した時に加力を止めた時、Ｐ－σ曲線はどうなっていますか？ほとんど一直線状態ではないですか？
そうなりますね。
>Ds値は押し切った時のを使い（Ds値大）、Quはせん断部材発生時の値（Qu値は小さいと思われる）
>Qu/Qunを満たすのは苦労しませんか？
私自身は壁量の多い建物でしかこういう方法をとった事がないのですが、壁量の少ない建物では、Qu/Qunを満たすのは困難であると予想します。壁量の多い建物は問題なくもちます。
壁量の多い建物は強度型としせん断破壊を考慮して設計。壁量の少ない建物は靱性型とし、基本的にせん断破壊はさせない。といった方針で設計しています。
Ａ～Ｃランクを低減する目的が「せん断破壊時の保有耐力を算出する」という事で正しいのであれば、根拠的あいまいな低減率を用いるよりは直接計算を止めた方がいいのでは？と思いこのようにしていました。
ＢＵＳのマニュアル概要編にこの辺の説明があります。私の理解の仕方がおかしいのかもしれませんので、内容を確認してみていただけると助かります。
そうなりますね。
>Ds値は押し切った時のを使い（Ds値大）、Quはせん断部材発生時の値（Qu値は小さいと思われる）
>Qu/Qunを満たすのは苦労しませんか？
私自身は壁量の多い建物でしかこういう方法をとった事がないのですが、壁量の少ない建物では、Qu/Qunを満たすのは困難であると予想します。壁量の多い建物は問題なくもちます。
壁量の多い建物は強度型としせん断破壊を考慮して設計。壁量の少ない建物は靱性型とし、基本的にせん断破壊はさせない。といった方針で設計しています。
Ａ～Ｃランクを低減する目的が「せん断破壊時の保有耐力を算出する」という事で正しいのであれば、根拠的あいまいな低減率を用いるよりは直接計算を止めた方がいいのでは？と思いこのようにしていました。
ＢＵＳのマニュアル概要編にこの辺の説明があります。私の理解の仕方がおかしいのかもしれませんので、内容を確認してみていただけると助かります。
Re: BUS-3保有続編
締切り際の魔術師
2006/03/09 01:50:22
高層の壁系は 建物一辺が軒並み浮き上がりでメカニズムが決まる場合は
①浮き上がりでメカニズム決定＝Ｄｓ低め （だけど耐力も低め）
ただし転倒の検討はします。
②浮き上がり無し仮定で設計。 壁がＷＤ＝Ｄｓ高めでも耐力が有るか？
（ﾌﾟﾗｽ 万が一 地中部の摩擦や杭の不明解さで浮き上がらない場合を想定して）
の2ケースやります。 時間的に困難な時は①だけの場合も・・・ m(__)m
もしくは②をバックデータとして図書にはしないで心の余裕にしておくとか
外力分布は 特定層崩壊でその上下階の真の耐力が不明な場合（メカニズムに至っていない）以外は用いません。
ただ 固有値解析して分布を求めるのも有りでしょう。
ＰＳ.「信念」で 独自の設計できたら楽でしょうねぇ・・・
①浮き上がりでメカニズム決定＝Ｄｓ低め （だけど耐力も低め）
ただし転倒の検討はします。
②浮き上がり無し仮定で設計。 壁がＷＤ＝Ｄｓ高めでも耐力が有るか？
（ﾌﾟﾗｽ 万が一 地中部の摩擦や杭の不明解さで浮き上がらない場合を想定して）
の2ケースやります。 時間的に困難な時は①だけの場合も・・・ m(__)m
もしくは②をバックデータとして図書にはしないで心の余裕にしておくとか
外力分布は 特定層崩壊でその上下階の真の耐力が不明な場合（メカニズムに至っていない）以外は用いません。
ただ 固有値解析して分布を求めるのも有りでしょう。
ＰＳ.「信念」で 独自の設計できたら楽でしょうねぇ・・・
Re: BUS-3保有続編
ポール
2006/03/10 22:29:32
わりこんですみません。教えて下さい。
保有耐力を求めるとき、柱、梁、耐震壁の曲げひび割や耐震壁のせん断ひび割れを考慮して検討しなくてはいけないのですか。
保有耐力を求めるとき、柱、梁、耐震壁の曲げひび割や耐震壁のせん断ひび割れを考慮して検討しなくてはいけないのですか。
BUS-3の保有耐力について
完徹
2006/03/07 20:22:21
BUS-3ユ－ザ－の方にお聞きします。これだけあちこちで、偽装だのなんだのと話題になっているので、今後保有耐力の計算方法が
限定されてくると考える訳ですが、ＲＣの高層系マンション等でBUS-3の保有耐力（許容応力度法）だとQU/Qunが非常に厳しい結果になると感じるのは私だけでしょうか？。同じような物件をSS2で計算してもらったら、意外とすんなりQU/Qunがクリア－しているので、驚きましたが。本題ですが、ＲＣ建物で、BUS-3の保有計算終了の指定を、「脆性部材の破壊」として、耐震壁がＷＤとなった時点で解析を終了させ、Qu/Qunをクリア－させるのに、一番効果的な方法を教えて下さい。例えば１０階建てであれば耐震壁を
１階から５階くらいまで４００厚くらいにするとか？。また、今後あまり根拠の無い設定の操作等は出来なくなると思います（外力分布を変えるとか）が、BUSのデフォルト値をある程度変更しても差し支え無い方法があったら、教えて下さい。ひたすら断面を大きくするしかないのでしょうか？。
限定されてくると考える訳ですが、ＲＣの高層系マンション等でBUS-3の保有耐力（許容応力度法）だとQU/Qunが非常に厳しい結果になると感じるのは私だけでしょうか？。同じような物件をSS2で計算してもらったら、意外とすんなりQU/Qunがクリア－しているので、驚きましたが。本題ですが、ＲＣ建物で、BUS-3の保有計算終了の指定を、「脆性部材の破壊」として、耐震壁がＷＤとなった時点で解析を終了させ、Qu/Qunをクリア－させるのに、一番効果的な方法を教えて下さい。例えば１０階建てであれば耐震壁を
１階から５階くらいまで４００厚くらいにするとか？。また、今後あまり根拠の無い設定の操作等は出来なくなると思います（外力分布を変えるとか）が、BUSのデフォルト値をある程度変更しても差し支え無い方法があったら、教えて下さい。ひたすら断面を大きくするしかないのでしょうか？。
Re: BUS-3の保有耐力について
もぐら
2006/03/07 20:59:09
BUS一筋２０年、逆にBUS以外は知りませんが。
ＲＣで耐震壁付き建物。ＷＤは避けられませんね。
私は脆性部材発生ではなく、層間変位で決めています。
Ｓ造で１／２０ ＲＣで１／１００で決めています。
ＷＤ容認してＤ部材考慮。足りない時は基本に忠実に、どこが壊れているか見極めて、断面を素直に上げています。
ＲＣで耐震壁付き建物。ＷＤは避けられませんね。
私は脆性部材発生ではなく、層間変位で決めています。
Ｓ造で１／２０ ＲＣで１／１００で決めています。
ＷＤ容認してＤ部材考慮。足りない時は基本に忠実に、どこが壊れているか見極めて、断面を素直に上げています。
Re: BUS-3の保有耐力について
もぐら
2006/03/07 21:00:59
追記 断面上げると言っても常識の範囲内よ。
壁厚４００はやりすぎかと思う。せいぜい２５０？
壁厚４００はやりすぎかと思う。せいぜい２５０？
Re: BUS-3の保有耐力について
喰えないラーメン屋
2006/03/07 21:03:21
>また、今後あまり根拠の無い設定の操作等は出来なくなると思います・・・
根拠がないのは今までだって駄目だったんじゃ・・？
それと、脆性部材がないから外力分布を変えられると思っていましたが・・・。
・・・などと書いてみた。ＲＣ２Ｆ住宅で四苦八苦酎・・。(^^；
根拠がないのは今までだって駄目だったんじゃ・・？
それと、脆性部材がないから外力分布を変えられると思っていましたが・・・。
・・・などと書いてみた。ＲＣ２Ｆ住宅で四苦八苦酎・・。(^^；
Re: BUS-3の保有耐力について
喰えないラーメン屋
2006/03/08 09:52:52
>追記 断面上げると言っても常識の範囲内よ。
>壁厚４００はやりすぎかと思う。せいぜい２５０？
かつ、ぎりぎりに壁鉄筋量を減らす・・・(^^；
>壁厚４００はやりすぎかと思う。せいぜい２５０？
かつ、ぎりぎりに壁鉄筋量を減らす・・・(^^；
Re: BUS-3の保有耐力について
HT
2006/03/08 11:32:24
BUS-3ユ－ザ－です。
BUS一筋なので他は知りませんが、SS2だとすんなりクリアーと聞きますと興味がそそられてしまいます。
本題の方ですが、「RC高層系の壁」は連層耐震壁でしょうか。高層系の保有耐力は浮き上がりで決まるものと思っておりましたので、WDの壁というのが今ひとつピンと来ません。
BUS-基礎構造Ver3では杭と上部建物の一体解析ができるようになりました。詳しく説明できるほど把握しておりませんが、保有耐力も変わるみたいです。
BUS一筋なので他は知りませんが、SS2だとすんなりクリアーと聞きますと興味がそそられてしまいます。
本題の方ですが、「RC高層系の壁」は連層耐震壁でしょうか。高層系の保有耐力は浮き上がりで決まるものと思っておりましたので、WDの壁というのが今ひとつピンと来ません。
BUS-基礎構造Ver3では杭と上部建物の一体解析ができるようになりました。詳しく説明できるほど把握しておりませんが、保有耐力も変わるみたいです。
Re: BUS-3の保有耐力について
喰えないラーメン屋
2006/03/08 12:56:29
>本題の方ですが、「RC高層系の壁」は連層耐震壁でしょうか。高層系の保有耐力は浮き上がりで決まるものと思っておりましたので、WDの壁というのが今ひとつピンと来ません。
全部材が浮き上がり耐力できまるならば、ＤＳ値は０．２～０．３でよいと思うのですが・・・
ＤＳ値をいくらにして良いと書いてある本・規準が有るのでしょうか。
逆に、想定より押さえが大きかったなど、何らかの要因で浮き上がらない場合の危険性もあります。
全部材が浮き上がり耐力できまるならば、ＤＳ値は０．２～０．３でよいと思うのですが・・・
ＤＳ値をいくらにして良いと書いてある本・規準が有るのでしょうか。
逆に、想定より押さえが大きかったなど、何らかの要因で浮き上がらない場合の危険性もあります。
Re: BUS-3の保有耐力について
仙人
2006/03/08 23:48:33
これ、ＳＳは、ＱＵＮに応じて外力分布を変えるにチェックを
いれると、外力分布を自動的に修正してくれるからでは・・・・
普通は、ＡＩ分布のままですから・・・・
ＳＳが特に、優れているという事じゃないと思いますよ。
いれると、外力分布を自動的に修正してくれるからでは・・・・
普通は、ＡＩ分布のままですから・・・・
ＳＳが特に、優れているという事じゃないと思いますよ。
Re: BUS-3の保有耐力について
けい
2006/03/15 14:55:23
一般的に建物の地震力においてはBUS＞SSのようです。
結果として配筋も少なくてすむと。
そしてSSを採用すると・・・
結果として配筋も少なくてすむと。
そしてSSを採用すると・・・
限界耐力計算で一転、安全
かゑる
2006/03/07 09:40:53
Re: 限界耐力計算で一転、安全
マータ
2006/03/07 10:08:06
札幌の販売中止になった大手不動産の案件はまさにこの問題のようです。あくまで噂ですが、ベースシア０．０５という話を聞きました。たぶん損傷限界時と思いますが。それにしても・・・
もうなんでもありですか。
もうなんでもありですか。
Re: 限界耐力計算で一転、安全
Lion
2006/03/07 10:53:04
かゑるサン、マータさん
許容応力度設計でも構造設計者によって結果は
異なります、計算方法変えて結果違うのは当然、
ＲＣ構造の構造設計の難しさが明らかになって
来たと言うことでしょう。。。
許容でも保有耐力計算なんてマジックそのものです
保有で建物の耐震性判断すること自体？？？
許容応力度設計でも構造設計者によって結果は
異なります、計算方法変えて結果違うのは当然、
ＲＣ構造の構造設計の難しさが明らかになって
来たと言うことでしょう。。。
許容でも保有耐力計算なんてマジックそのものです
保有で建物の耐震性判断すること自体？？？
Re: 限界耐力計算で一転、安全
喰えないラーメン屋
2006/03/07 13:16:25
Re: 限界耐力計算で一転、安全
もぐら
2006/03/07 14:07:04
>北海道の偽装ニュース
>http://headlines.yahoo.co.jp/hl?a=20060307-00000048-mai-soci
九州で第２のアネハ？の話題がありましたが、多分意見の相違（構造屋の考えの違い）だろうと思っていました。
しかし、北海道は自供したのですね！。
構造屋としてこんな事をする奴がいるとは．．．．
これから影響は大きくなりそうですね。
>http://headlines.yahoo.co.jp/hl?a=20060307-00000048-mai-soci
九州で第２のアネハ？の話題がありましたが、多分意見の相違（構造屋の考えの違い）だろうと思っていました。
しかし、北海道は自供したのですね！。
構造屋としてこんな事をする奴がいるとは．．．．
これから影響は大きくなりそうですね。
Re: 限界耐力計算で一転、安全
喰えないラーメン屋
2006/03/07 15:51:59
>しかし、北海道は自供したのですね！。
>構造屋としてこんな事をする奴がいるとは．．．．
そ。
自供するなんて・・構造屋の風上にも置けぬ・・(`_')
やはり偽装は、氷山の一角と言うことになったではないか。(`_')(`_')
２級で高層マンションの構造設計をしたので建築士法に問われるらしい。
>構造屋としてこんな事をする奴がいるとは．．．．
そ。
自供するなんて・・構造屋の風上にも置けぬ・・(`_')
やはり偽装は、氷山の一角と言うことになったではないか。(`_')(`_')
２級で高層マンションの構造設計をしたので建築士法に問われるらしい。
Re: 限界耐力計算で一転、安全
喰えないラーメン屋
2006/03/07 17:09:41
ついでに、２ＣＨネタ
無免許逮捕・・・設計監理料６５０万円か・・ｳﾗﾔﾏｼｽ
http://www.nikkei.co.jp/news/shakai/20060307AT1G0701N07032006.html
無免許逮捕・・・設計監理料６５０万円か・・ｳﾗﾔﾏｼｽ
http://www.nikkei.co.jp/news/shakai/20060307AT1G0701N07032006.html
Re: 限界耐力計算で一転、安全
のーなめ
2006/03/07 18:28:06
構造設計も確認上の設計者が行っていることになっているんじゃないの。
Re: 限界耐力計算で一転、安全
のーなめ．２
2006/03/07 19:52:00
>構造設計も確認上の設計者が行っていることになっているんじゃないの。
だよね。
だから、言いたいことも我慢して従っているんだよ。
僕ちゃんは時々我慢できずに言いたいこといって仕事がなくなっちゃうけど。
何故、私は設計者ではありません。といわないの。
だよね。
だから、言いたいことも我慢して従っているんだよ。
僕ちゃんは時々我慢できずに言いたいこといって仕事がなくなっちゃうけど。
何故、私は設計者ではありません。といわないの。
Re: 限界耐力計算で一転、安全
喰えないラーメン屋
2006/03/07 20:37:23
>だよね。
>だから、言いたいことも我慢して従っているんだよ。
＊＊＊
だよね
だから、言いたいことを我慢させるために構造屋さんは建築士の免許は不用なんだよって何十年も言い続けてきたんだよ。
構造屋さんが事務所登録したら、下請け意識が薄れて言いたい放題になってしまうからね。
＊＊＊立場変わって構造屋から。
>僕ちゃんは時々我慢できずに言いたいこといって仕事がなくなっちゃうけど。
>何故、私は設計者ではありません。といわないの。
基準法も良くわからず、これで設計者かよなどと言いたいこといって仕事がなくなっちゃうけど。
何故、あんたは設計者ではありません。といわないの。
>だから、言いたいことも我慢して従っているんだよ。
＊＊＊
だよね
だから、言いたいことを我慢させるために構造屋さんは建築士の免許は不用なんだよって何十年も言い続けてきたんだよ。
構造屋さんが事務所登録したら、下請け意識が薄れて言いたい放題になってしまうからね。
＊＊＊立場変わって構造屋から。
>僕ちゃんは時々我慢できずに言いたいこといって仕事がなくなっちゃうけど。
>何故、私は設計者ではありません。といわないの。
基準法も良くわからず、これで設計者かよなどと言いたいこといって仕事がなくなっちゃうけど。
何故、あんたは設計者ではありません。といわないの。
Re: 限界耐力計算で一転、安全
仙人
2006/03/07 22:03:56
次々と出てきますね。
こちらの中山構造は、自分が誤魔化し入力やっていることに
気づいていない。困ったもんです。
姉歯は、能力が劣るから誤魔化しやったが、自分は、能力が高いので、偽装せずに、入力値を工夫？しているらしい。
基準法に載ってないことは、自分で判断して良いそうですからね。勝手な解釈です。
早く、防災協会の判定が出ないか、楽しみに待っています。
シロと判定されたら、中山の真似を堂々とやることが出来ます。
こちらの中山構造は、自分が誤魔化し入力やっていることに
気づいていない。困ったもんです。
姉歯は、能力が劣るから誤魔化しやったが、自分は、能力が高いので、偽装せずに、入力値を工夫？しているらしい。
基準法に載ってないことは、自分で判断して良いそうですからね。勝手な解釈です。
早く、防災協会の判定が出ないか、楽しみに待っています。
シロと判定されたら、中山の真似を堂々とやることが出来ます。
Re: 限界耐力計算で一転、安全
ウッド
2006/03/08 03:24:21
意匠設計者ですがコメントさせて下さい。
この新聞社の３／７付朝刊の図の注釈の通り解釈すると、
「許容応力度計算＝強度型」「限界耐力計算＝靭性型」
であると結論づけてしまっているように思われてしまいます。
構造計算の内容についてのメディアの人たちの報道はあまり
にも短絡的で憤りを感じます。
問題点について拙速に指摘して不安を煽ることよりも現法の
構造計算の経緯、概念、思想、考え方をできるだけわかりやすく
発信する努力をしてほしいです。
見えないものに対する不安を少しでも打ち消すために。
先生方は「それは無理。」と仰るかもしれませんが・・・。
この新聞社の３／７付朝刊の図の注釈の通り解釈すると、
「許容応力度計算＝強度型」「限界耐力計算＝靭性型」
であると結論づけてしまっているように思われてしまいます。
構造計算の内容についてのメディアの人たちの報道はあまり
にも短絡的で憤りを感じます。
問題点について拙速に指摘して不安を煽ることよりも現法の
構造計算の経緯、概念、思想、考え方をできるだけわかりやすく
発信する努力をしてほしいです。
見えないものに対する不安を少しでも打ち消すために。
先生方は「それは無理。」と仰るかもしれませんが・・・。
浅沼氏は何をどうしたのでしょうか？
とかげのしっぽ
2006/03/08 08:44:22
新聞を読んでもTVを見ても、浅沼氏が何の数値をどうしたのかさっぱりわからないのですが、ご存知の方教えてください。
Re: 浅沼氏は何をどうしたのでしょうか？
喰えないラーメン屋
2006/03/08 09:48:04
上のスレの関連のような気がしますが・・
浅「耐震壁をたくさん入れると強度が上がる」・・確かに。
ﾏｽ「鉄筋を沢山入れたけど強度が上がらなかったので偽装した」
・・・
以下、推定
低層物件では、耐震壁が多いほど強度が上がった。
保有耐力計算では、耐震壁の鉄筋を増やしても保有耐力が上がらない。＝鉄筋を増やしても剪断破壊する壁のまま。
浅「強度が高いので絶対安全なはずだ。自信がある。」
浅「ついつい知らないうちに、計算書が混ざってしまいokになっていた」
ＤＳ値をいじったんでしょうか。手法は不明。
浅「耐震壁をたくさん入れると強度が上がる」・・確かに。
ﾏｽ「鉄筋を沢山入れたけど強度が上がらなかったので偽装した」
・・・
以下、推定
低層物件では、耐震壁が多いほど強度が上がった。
保有耐力計算では、耐震壁の鉄筋を増やしても保有耐力が上がらない。＝鉄筋を増やしても剪断破壊する壁のまま。
浅「強度が高いので絶対安全なはずだ。自信がある。」
浅「ついつい知らないうちに、計算書が混ざってしまいokになっていた」
ＤＳ値をいじったんでしょうか。手法は不明。
Re: 限界耐力計算で一転、安全
喰えないラーメン屋
2006/03/08 09:50:31
>こんな記事がありました。神のみぞ知る分野で人間のあがきが見えるようです。
朝のワイドショウで、
鳥「別な計算方法で検証したらＯＫになった、と言われても、本当に大丈夫か心配ですよね・・・」・・禿同
朝のワイドショウで、
鳥「別な計算方法で検証したらＯＫになった、と言われても、本当に大丈夫か心配ですよね・・・」・・禿同
Re: 浅沼氏は何をどうしたのでしょうか？
SKOZOO
2006/03/08 10:31:53
>低層物件では、耐震壁が多いほど強度が上がった。
>保有耐力計算では、耐震壁の鉄筋を増やしても保有耐力が上がらない。＝鉄筋を増やしても剪断破壊する壁のまま。
>浅「強度が高いので絶対安全なはずだ。自信がある。」
>浅「ついつい知らないうちに、計算書が混ざってしまいokになっていた」
>ＤＳ値をいじったんでしょうか。手法は不明。
梁間方向は、全て耐震壁架構で、耐震壁が浮き上がり耐力がでなかったのでは?
>保有耐力計算では、耐震壁の鉄筋を増やしても保有耐力が上がらない。＝鉄筋を増やしても剪断破壊する壁のまま。
>浅「強度が高いので絶対安全なはずだ。自信がある。」
>浅「ついつい知らないうちに、計算書が混ざってしまいokになっていた」
>ＤＳ値をいじったんでしょうか。手法は不明。
梁間方向は、全て耐震壁架構で、耐震壁が浮き上がり耐力がでなかったのでは?
Re: 限界耐力計算で一転、安全
猿知恵
2006/03/08 11:48:54
浅沼さんの手法・推定
耐震壁側に基礎の浮き上がりが生じた
○耐震壁の建物は丈夫だと言われている↓
○耐震壁が多ければ問題ないはずだ↓
○基礎の浮き上がりの力も耐震壁があれば大丈夫だ。
こんなヘンテコな三段論法は用いていません、と信じたいです。
仙人 さん
＞中山構造は、自分が誤魔化し入力やっていることに
その、技術者判断だと報道されている部分だと思いますので断定
等は出来ませんが、それは仙人さん、もしくは一般的な構造技術
者から見て明らかに危険な行為なのでしょうか？
耐震壁側に基礎の浮き上がりが生じた
○耐震壁の建物は丈夫だと言われている↓
○耐震壁が多ければ問題ないはずだ↓
○基礎の浮き上がりの力も耐震壁があれば大丈夫だ。
こんなヘンテコな三段論法は用いていません、と信じたいです。
仙人 さん
＞中山構造は、自分が誤魔化し入力やっていることに
その、技術者判断だと報道されている部分だと思いますので断定
等は出来ませんが、それは仙人さん、もしくは一般的な構造技術
者から見て明らかに危険な行為なのでしょうか？
Re: 限界耐力計算で一転、安全
仙人
2006/03/09 00:42:55
猿知恵さん、どうもです。
地元の新聞にも載っていましたが、基準法以外は守る必要がないので
設計セン断力ＱＤ＝ＱＬ＋１．０ＱＥで入力。
耐震壁にならない壁にダミーの柱を入れて、耐震壁で入力。
他・・・、レベルの高い中山構造様は、色々やってくれますよ。
防災協会の調査で、明らかになると思われます。
姉歯とかの偽装と違って、自分は正しいことをやっているという妄想に
自己満足しているようですよ。だから、始末に負えない。
シロ判定されたとしたら、こちらも、中山構造教祖様に従って
偽装じゃなくて、悪用させて貰います。
姉歯は、レベルが低いから偽装した。自分は、レベルが高いから
悪用したと言うことのようです。
不本意ですけどね。これが、経済設計と言われるなら、仕方ないことです。
今度から、耐震悪用と言う言葉が、出てきそうな気がしますが・・・・
熊本の役所も、お粗末です。報道の前で、ボロクソ言われても、中山に
反論できない。情けないですよ。その反動で
その矛先は、善良な構造屋に向けられています。
くだらない書類の訂正に、グズグズ言うようになりました。
地元の新聞にも載っていましたが、基準法以外は守る必要がないので
設計セン断力ＱＤ＝ＱＬ＋１．０ＱＥで入力。
耐震壁にならない壁にダミーの柱を入れて、耐震壁で入力。
他・・・、レベルの高い中山構造様は、色々やってくれますよ。
防災協会の調査で、明らかになると思われます。
姉歯とかの偽装と違って、自分は正しいことをやっているという妄想に
自己満足しているようですよ。だから、始末に負えない。
シロ判定されたとしたら、こちらも、中山構造教祖様に従って
偽装じゃなくて、悪用させて貰います。
姉歯は、レベルが低いから偽装した。自分は、レベルが高いから
悪用したと言うことのようです。
不本意ですけどね。これが、経済設計と言われるなら、仕方ないことです。
今度から、耐震悪用と言う言葉が、出てきそうな気がしますが・・・・
熊本の役所も、お粗末です。報道の前で、ボロクソ言われても、中山に
反論できない。情けないですよ。その反動で
その矛先は、善良な構造屋に向けられています。
くだらない書類の訂正に、グズグズ言うようになりました。
仮に黒かったら
猿知恵
2006/03/09 02:35:44
仙人 さん
＞構造設計の手法
情報ありがとうございます。
しかし、クロだったら木村物件非姉はの他三社も同様の疑いの
眼差しで見られるかと。友人がその一社に勤めているだけに
出来れば白になって欲しいと思う所ですが…('';
＞構造設計の手法
情報ありがとうございます。
しかし、クロだったら木村物件非姉はの他三社も同様の疑いの
眼差しで見られるかと。友人がその一社に勤めているだけに
出来れば白になって欲しいと思う所ですが…('';
Re: 仮に黒かったら
ややー
2006/03/09 14:29:30
もし、クロとなれば、また解体する建物が増えるのでしょうね。
わたしは、ニュース映像で見た中山さんの発言は、技術者として当然のように受け止めていましたが・・・。
いずれにしても、防災協会が判断することにより、その影響は大きいように感じています。
モデル化、耐力式、外力、余裕度・・・・。
わたしは、ニュース映像で見た中山さんの発言は、技術者として当然のように受け止めていましたが・・・。
いずれにしても、防災協会が判断することにより、その影響は大きいように感じています。
モデル化、耐力式、外力、余裕度・・・・。
Re: 仮に黒かったら
よよー
2006/03/09 14:55:19
社会は、計算方法や設計者判断で結果が異なることに不信を持っているように思います。この圧力を受けて、だれがやっても同じような結果が出てくるように、国交省が計算仮定にまで細かい規定を設けて来るのではないか危惧しています。
Re: 限界耐力計算で一転、安全
もぐら
2006/03/09 15:42:54
>設計セン断力ＱＤ＝ＱＬ＋１．０ＱＥで入力。
ル－ト３ならokのような気がする。
保有時にせん断チェックをするのだから。
結局保有で苦労するので私はn=1.5程度にしているが。
>耐震壁にならない壁にダミーの柱を入れて、耐震壁で入力。
ダミ－は×だが小柱なら○のような気がする。
当然、柱の規定を満たす必要があるが。
中山氏は全国区では有名な人です。
免震の講習会で講師としてお会いした事がある。
ル－ト３ならokのような気がする。
保有時にせん断チェックをするのだから。
結局保有で苦労するので私はn=1.5程度にしているが。
>耐震壁にならない壁にダミーの柱を入れて、耐震壁で入力。
ダミ－は×だが小柱なら○のような気がする。
当然、柱の規定を満たす必要があるが。
中山氏は全国区では有名な人です。
免震の講習会で講師としてお会いした事がある。
Re: 限界耐力計算で一転、安全
仙人
2006/03/09 22:49:14
あれで、52才。あの老けた髭面、見るだけでイヤです。
シロになったら、日本の国は、将来性無いですね。
シロになったら、日本の国は、将来性無いですね。
Re: 限界耐力計算で一転、安全
喰えないラーメン屋
2006/03/10 07:05:39
>あれで、52才。あの老けた髭面、見るだけでイヤです。
えらく若いのですね。
モデル化については構造設計者それぞれの考えがあるので、何とも言えませんが、防災協会の判断がどうなるか・・。
えらく若いのですね。
モデル化については構造設計者それぞれの考えがあるので、何とも言えませんが、防災協会の判断がどうなるか・・。
Re: 仮に黒かったら
喰えないラーメン屋
2006/03/10 11:37:04
>社会は、計算方法や設計者判断で結果が異なることに不信を持っているように思います。
同じ食べ物を２か所で検査をしました。
Ａ検査会社：発ガン物質を１０ｍｇ検出しました。＊＊国の基準ではＯＫなので安全です。
Ｂ検査会社：発ガン物質を２０ｍｇ検出しました。○○国の基準ではＯＫなので安全です。
国は違うけど、それぞれの基準に従っているので安全です。
みたいなもの。
例が変？？
構造屋さんだけでしょう。
計算方法を変えて（精度が上がった）ＯＫになったので安全ですと言うのは。
同じ食べ物を２か所で検査をしました。
Ａ検査会社：発ガン物質を１０ｍｇ検出しました。＊＊国の基準ではＯＫなので安全です。
Ｂ検査会社：発ガン物質を２０ｍｇ検出しました。○○国の基準ではＯＫなので安全です。
国は違うけど、それぞれの基準に従っているので安全です。
みたいなもの。
例が変？？
構造屋さんだけでしょう。
計算方法を変えて（精度が上がった）ＯＫになったので安全ですと言うのは。
Re: 仮に黒かったら
ややー
2006/03/11 07:09:02
>社会は、計算方法や設計者判断で結果が異なることに不信を持っているように思います。この圧力を受けて、だれがやっても同じような結果が出てくるように、国交省が計算仮定にまで細かい規定を設けて来るのではないか危惧しています。
防災協会（国交省）が、技術者が誇りと信念を持って作り上げた建物を検証しているわけですから、反論の機会も必要ではないのでしょうか。
どのような建物で、どのような仮定の下で、設計されたかは不明ですが、わからないことが多い設計過程の中で、高度な判断をされたのでしょうから、大いに議論して頂きたいと思います。
ひとりの技術者が、国家に対して物申す機会はめったにあることではないので、中山さんには、正面から議論して頂きたいと感じています。
防災協会（国交省）が、技術者が誇りと信念を持って作り上げた建物を検証しているわけですから、反論の機会も必要ではないのでしょうか。
どのような建物で、どのような仮定の下で、設計されたかは不明ですが、わからないことが多い設計過程の中で、高度な判断をされたのでしょうから、大いに議論して頂きたいと思います。
ひとりの技術者が、国家に対して物申す機会はめったにあることではないので、中山さんには、正面から議論して頂きたいと感じています。
Re: 仮に黒かったら
i0
2006/03/12 21:29:52
>社会は、計算方法や設計者判断で結果が異なることに不信を持っているように思います。この圧力を受けて、だれがやっても同じような結果が出てくるように、国交省が計算仮定にまで細かい規定を設けて来るのではないか危惧しています。
構造は素人ですが，正直RCの構造計算が完璧に出来るようになるのは数年先の事のように思います．
現段階で完璧な構造計算手法が無い以上一つに絞るのは無理なようにも思います．
方法を何通りも準備してどれか一つで通れば良いって言われると，まてまてと言いたく成りますが(笑)
そして理論と現実はどうしてもずれる物なので，コンピュータや難しい数式が人を騙す道具に成らないように注意が必要ですね．
世の中精度を上げてマージンを減らす方向に進んでいるけどそれはそれで危ない訳で．
構造は素人ですが，正直RCの構造計算が完璧に出来るようになるのは数年先の事のように思います．
現段階で完璧な構造計算手法が無い以上一つに絞るのは無理なようにも思います．
方法を何通りも準備してどれか一つで通れば良いって言われると，まてまてと言いたく成りますが(笑)
そして理論と現実はどうしてもずれる物なので，コンピュータや難しい数式が人を騙す道具に成らないように注意が必要ですね．
世の中精度を上げてマージンを減らす方向に進んでいるけどそれはそれで危ない訳で．
Re: 仮に黒かったら
よんぶんのいち
2006/03/13 23:40:45
多分完璧に構造計算が出来る次代なんてやってこないと思う。
というより、計算手法が進化して手計算からコンピューターへ
移行している間にもいろいろ新しい理論や現象が判って、最先端の
技術は進歩を続けて来ました。この両者の距離は未来永劫詰まることは無く、
逆に詰まることが無いからこそ両者は進化し続けていくのだと思います。
>そして理論と現実はどうしてもずれる物なので，コンピュータや難しい数式が
>人を騙す道具に成らないように注意が必要ですね．
これについてはまったく同感です。今回の事件ではまんまとその道具に
成り下がってしまいましたね。
というより、計算手法が進化して手計算からコンピューターへ
移行している間にもいろいろ新しい理論や現象が判って、最先端の
技術は進歩を続けて来ました。この両者の距離は未来永劫詰まることは無く、
逆に詰まることが無いからこそ両者は進化し続けていくのだと思います。
>そして理論と現実はどうしてもずれる物なので，コンピュータや難しい数式が
>人を騙す道具に成らないように注意が必要ですね．
これについてはまったく同感です。今回の事件ではまんまとその道具に
成り下がってしまいましたね。
ポール
2006/03/06 16:05:45
杭基礎のとき、杭頭変位の許容値は何センチなのでしょうか。
許容範囲はなにかに示されているのでしょうか。
皆さんはどの様にされていますか、教えて下さい。
許容範囲はなにかに示されているのでしょうか。
皆さんはどの様にされていますか、教えて下さい。
Re: 杭頭変位の許容範囲
HT
2006/03/06 18:51:10
日本建築センターの地震力に対する建築物の基礎の設計指針に書いてあります。
「本指針では、水平変位量の許容値を設定していない。これは、建築関係の構造物にあっては、杭の耐力はほとんど杭の応力できまり、水平変位が問題となるケースは非常に少ないと判断したためである。しかしながら、杭の変位が上部構造物や構造物周辺の埋設物に有害な影響を与えるおそれがある場合にあっては、その安全性を確かめておく必要はあろう。」
規定がないから何センチでもいいということではないと思いますが、数値で示されたものは見当たりません。指針にあるとおり、通常は変位で決まるのではなく、応力で決まるということで宜しいのではないかと思います。
「本指針では、水平変位量の許容値を設定していない。これは、建築関係の構造物にあっては、杭の耐力はほとんど杭の応力できまり、水平変位が問題となるケースは非常に少ないと判断したためである。しかしながら、杭の変位が上部構造物や構造物周辺の埋設物に有害な影響を与えるおそれがある場合にあっては、その安全性を確かめておく必要はあろう。」
規定がないから何センチでもいいということではないと思いますが、数値で示されたものは見当たりません。指針にあるとおり、通常は変位で決まるのではなく、応力で決まるということで宜しいのではないかと思います。
Re: 杭頭変位の許容範囲
2満
2006/03/07 09:29:17
>杭基礎のとき、杭頭変位の許容値は何センチなのでしょうか。
>許容範囲はなにかに示されているのでしょうか。
>皆さんはどの様にされていますか、教えて下さい。
杭頭変位が1cmを超える場合は水平地盤反力係数khを低減して設計しています。
kh=kho*yo^(1/2)
khに変位のマイナス1/2乗する。
低減したkhで変位を再算出して変位が収束するまで繰り返します。ただ、必ず1cm以内にするのは難しい場合があるので目標の変位を設計者が決めて、その変位を目指して収束させています。
詳しくは基礎指針、設計例集を参照下さい。
>許容範囲はなにかに示されているのでしょうか。
>皆さんはどの様にされていますか、教えて下さい。
杭頭変位が1cmを超える場合は水平地盤反力係数khを低減して設計しています。
kh=kho*yo^(1/2)
khに変位のマイナス1/2乗する。
低減したkhで変位を再算出して変位が収束するまで繰り返します。ただ、必ず1cm以内にするのは難しい場合があるので目標の変位を設計者が決めて、その変位を目指して収束させています。
詳しくは基礎指針、設計例集を参照下さい。
Re: 杭頭変位の許容範囲
ポール
2006/03/09 01:01:35
ＨＴさん、２満さん、ありがとうございます。
早速、日本建築センターに問い合わせて見ました。基礎の設計指針の書籍は、平成７年に出版されたもので現在は絶版とのことです。増刷も改訂版も予定はないとのことでした。
>杭頭変位が1cmを超える場合は水平地盤反力係数khを低減して設計しています。
杭頭モーメントを割り増しして設計するということでしょうか。
>低減したkhで変位を再算出して変位が収束するまで繰り返します。ただ、必ず1cm以内にするのは難しい場合があるので目標の変位を設計者が決めて、その変位を目指して収束させています。
低減したkhで変位を再算出するとさらに変位が大きくなってしまいます。変位を小さくするために杭径を大きく変えて行く必要があるということでしょうか、それとも低減したkhで求めた杭頭モーメントで設計すればよいのでしょうか。
2001年版「建築物の構造関係技術基準解説書」で示されている「計算により求められるくい頭変位量が過大となる場合はKhの非線形を適切に考慮することが望ましい。」と言う程度のものであり考慮するかしないかは、あくまでも設計者の判断で決ることなのでしょうか。（～望ましい。だからその程度かと思ってしまうのは間違いなのでしょうか）よろしくお願い致します。
早速、日本建築センターに問い合わせて見ました。基礎の設計指針の書籍は、平成７年に出版されたもので現在は絶版とのことです。増刷も改訂版も予定はないとのことでした。
>杭頭変位が1cmを超える場合は水平地盤反力係数khを低減して設計しています。
杭頭モーメントを割り増しして設計するということでしょうか。
>低減したkhで変位を再算出して変位が収束するまで繰り返します。ただ、必ず1cm以内にするのは難しい場合があるので目標の変位を設計者が決めて、その変位を目指して収束させています。
低減したkhで変位を再算出するとさらに変位が大きくなってしまいます。変位を小さくするために杭径を大きく変えて行く必要があるということでしょうか、それとも低減したkhで求めた杭頭モーメントで設計すればよいのでしょうか。
2001年版「建築物の構造関係技術基準解説書」で示されている「計算により求められるくい頭変位量が過大となる場合はKhの非線形を適切に考慮することが望ましい。」と言う程度のものであり考慮するかしないかは、あくまでも設計者の判断で決ることなのでしょうか。（～望ましい。だからその程度かと思ってしまうのは間違いなのでしょうか）よろしくお願い致します。
Re: 杭頭変位の許容範囲
2満
2006/03/09 09:45:45
>杭頭モーメントを割り増しして設計するということでしょうか。
その通りです。
>低減したkhで変位を再算出するとさらに変位が大きくなってしまいます。変位を小さくするために杭径を大きく変えて行く必要があるということでしょうか、それとも低減したkhで求めた杭頭モーメントで設計すればよいのでしょうか。
kho＝0.08*Eo*B(-3/4)
この式は杭頭変位が1cmと仮定した場合の数値なので、
kh＝kho*yo(-1/2)で算出した時の杭頭変位の値が
khを算出したときのyoとほぼ等しくさせる必要が
あります。
変位を何cmにするかは設計者の判断です。
単純にkhoの値をそのまま使って終わりにしている方も
多いようですが・・・
その通りです。
>低減したkhで変位を再算出するとさらに変位が大きくなってしまいます。変位を小さくするために杭径を大きく変えて行く必要があるということでしょうか、それとも低減したkhで求めた杭頭モーメントで設計すればよいのでしょうか。
kho＝0.08*Eo*B(-3/4)
この式は杭頭変位が1cmと仮定した場合の数値なので、
kh＝kho*yo(-1/2)で算出した時の杭頭変位の値が
khを算出したときのyoとほぼ等しくさせる必要が
あります。
変位を何cmにするかは設計者の判断です。
単純にkhoの値をそのまま使って終わりにしている方も
多いようですが・・・
Re: 杭頭変位の許容範囲
ポール
2006/03/09 17:24:49
２満さん、ありがとうございます。
>kho＝0.08*Eo*B(-3/4)
>この式は杭頭変位が1cmと仮定した場合の数値なので、
>kh＝kho*yo(-1/2)で算出した時の杭頭変位の値が
>khを算出したときのyoとほぼ等しくさせる必要が
>あります。
>変位を何cmにするかは設計者の判断です。
杭頭変位の値をほぼ等しくさせる必要があるとして、私に思いつくことは、１）地盤の変形係数を上げる。２）杭径を上げる。ですが（１）は無理として（２）を採用することかと、他に方法があるのでしょうか。
>単純にkhoの値をそのまま使って終わりにしている方も多いようですが・・・
これは、杭頭モーメントの割り増しで検討を終わりにするということでしょうか。
よろしく、ご教授下さい。
>kho＝0.08*Eo*B(-3/4)
>この式は杭頭変位が1cmと仮定した場合の数値なので、
>kh＝kho*yo(-1/2)で算出した時の杭頭変位の値が
>khを算出したときのyoとほぼ等しくさせる必要が
>あります。
>変位を何cmにするかは設計者の判断です。
杭頭変位の値をほぼ等しくさせる必要があるとして、私に思いつくことは、１）地盤の変形係数を上げる。２）杭径を上げる。ですが（１）は無理として（２）を採用することかと、他に方法があるのでしょうか。
>単純にkhoの値をそのまま使って終わりにしている方も多いようですが・・・
これは、杭頭モーメントの割り増しで検討を終わりにするということでしょうか。
よろしく、ご教授下さい。
Re: 杭頭変位の許容範囲
2満
2006/03/10 13:47:07
>２満さん、ありがとうございます。
>
>>kho＝0.08*Eo*B(-3/4)
>>この式は杭頭変位が1cmと仮定した場合の数値なので、
>>kh＝kho*yo(-1/2)で算出した時の杭頭変位の値が
>>khを算出したときのyoとほぼ等しくさせる必要が
>>あります。
>>変位を何cmにするかは設計者の判断です。
>
>杭頭変位の値をほぼ等しくさせる必要があるとして、私に思いつくことは、１）地盤の変形係数を上げる。２）杭径を上げる。ですが（１）は無理として（２）を採用することかと、他に方法があるのでしょうか。
杭頭変位を必ず1cm以内ににする必要はありません。
kh＝kho*yo(-1/2)の式の中で仮定した杭頭変位yoと
kh＝kho*yo(-1/2)の式を使って算出したyoを等しく
しなければなりません。
変位を小さくするには杭径をあげるのがてっとりばやいですが、
変位をチャンの式で出さずに、反力係数を1mごとに入力するなど
、解析方法を変えると少しは小さくなるかもしれませんね。
>>単純にkhoの値をそのまま使って終わりにしている方も多いようですが・・・
>
>これは、杭頭モーメントの割り増しで検討を終わりにするということでしょうか。
yo(-1/2)をせずに、杭頭モーメントを割増さないで終わりにしている方が多いようです。
>
>>kho＝0.08*Eo*B(-3/4)
>>この式は杭頭変位が1cmと仮定した場合の数値なので、
>>kh＝kho*yo(-1/2)で算出した時の杭頭変位の値が
>>khを算出したときのyoとほぼ等しくさせる必要が
>>あります。
>>変位を何cmにするかは設計者の判断です。
>
>杭頭変位の値をほぼ等しくさせる必要があるとして、私に思いつくことは、１）地盤の変形係数を上げる。２）杭径を上げる。ですが（１）は無理として（２）を採用することかと、他に方法があるのでしょうか。
杭頭変位を必ず1cm以内ににする必要はありません。
kh＝kho*yo(-1/2)の式の中で仮定した杭頭変位yoと
kh＝kho*yo(-1/2)の式を使って算出したyoを等しく
しなければなりません。
変位を小さくするには杭径をあげるのがてっとりばやいですが、
変位をチャンの式で出さずに、反力係数を1mごとに入力するなど
、解析方法を変えると少しは小さくなるかもしれませんね。
>>単純にkhoの値をそのまま使って終わりにしている方も多いようですが・・・
>
>これは、杭頭モーメントの割り増しで検討を終わりにするということでしょうか。
yo(-1/2)をせずに、杭頭モーメントを割増さないで終わりにしている方が多いようです。
Re: 杭頭変位の許容範囲
ポール
2006/03/10 22:19:46
ありがとうございます。
とても勉強になりました、これから実務に生かして行きます。
とても勉強になりました、これから実務に生かして行きます。
SKOZOO
2006/03/05 16:39:31
木造の質問です。
よろしくお願いします。
伝統的な木造の寺(180㎡)を許容応力度設計する場合、間取りを
そのままで設計可能なのでしょうか?
４６条の壁量検討では、OKとなっても、許容応力度計算では、ダメ
耐力要素として壁以外を、考慮しても足りないようです。
何か方法あるのでしょうか
よろしくお願いします。
伝統的な木造の寺(180㎡)を許容応力度設計する場合、間取りを
そのままで設計可能なのでしょうか?
４６条の壁量検討では、OKとなっても、許容応力度計算では、ダメ
耐力要素として壁以外を、考慮しても足りないようです。
何か方法あるのでしょうか
Re: 伝統的木造のお寺
Lion
2006/03/05 17:05:43
>伝統的な木造の寺(180㎡)を許容応力度設計する場合、間取りを
>そのままで設計可能なのでしょうか?
>４６条の壁量検討では、OKとなっても、許容応力度計算では、
>ダメ耐力要素として壁以外を、考慮しても足りないようです。
現在の木造計算の規定はそのような伝統的建築物に
ついては範疇に無いです、計算には載らないと思います。
>そのままで設計可能なのでしょうか?
>４６条の壁量検討では、OKとなっても、許容応力度計算では、
>ダメ耐力要素として壁以外を、考慮しても足りないようです。
現在の木造計算の規定はそのような伝統的建築物に
ついては範疇に無いです、計算には載らないと思います。
Re: 伝統的木造のお寺
もぐら
2006/03/05 19:54:37
限界耐力法
Re: 伝統的木造のお寺
天婆～さん
2006/03/06 10:19:03
>木造の質問です。
>よろしくお願いします。
>
>伝統的な木造の寺(180㎡)を許容応力度設計する場合、間取りを
>そのままで設計可能なのでしょうか?
>４６条の壁量検討では、OKとなっても、許容応力度計算では、ダメ
>耐力要素として壁以外を、考慮しても足りないようです。
>
>何か方法あるのでしょうか
>
>
４６条の壁量検討では、OKとなる事の方が普通めずらしい事ですよ。
法規的にはそれで良いですが、許容応力度における検討でＮＧとは
規定値における変位制限と、その変位における耐力等だと思います。
あくまで４６条の壁量検討でOKならばあとは、終局時の安全の検討
であり、その検討はもぐらさんの説明の検討等（エネルギー法等）で良いと思います。
>よろしくお願いします。
>
>伝統的な木造の寺(180㎡)を許容応力度設計する場合、間取りを
>そのままで設計可能なのでしょうか?
>４６条の壁量検討では、OKとなっても、許容応力度計算では、ダメ
>耐力要素として壁以外を、考慮しても足りないようです。
>
>何か方法あるのでしょうか
>
>
４６条の壁量検討では、OKとなる事の方が普通めずらしい事ですよ。
法規的にはそれで良いですが、許容応力度における検討でＮＧとは
規定値における変位制限と、その変位における耐力等だと思います。
あくまで４６条の壁量検討でOKならばあとは、終局時の安全の検討
であり、その検討はもぐらさんの説明の検討等（エネルギー法等）で良いと思います。
Re: 伝統的木造のお寺
SKOZOO
2006/03/06 11:43:17
LIONさん、もぐらさん、天婆～さん 早速の返事ありがとうございます。
実際に検討中の建物は、１階が鉄骨造の駐車場、２階が寺という構造です。尚地盤は、液状化層に該当するため、限界耐力計算は、使用でないかと思っています。
許容応力度計算の場合４６条の壁量の５倍程必要となっいます。
平地に建つ寺では、聞くところによると、４６条の壁量チェックのみで、申請が下りているとの事で、許容応力度計算との差を感じたしだいです。
実際に検討中の建物は、１階が鉄骨造の駐車場、２階が寺という構造です。尚地盤は、液状化層に該当するため、限界耐力計算は、使用でないかと思っています。
許容応力度計算の場合４６条の壁量の５倍程必要となっいます。
平地に建つ寺では、聞くところによると、４６条の壁量チェックのみで、申請が下りているとの事で、許容応力度計算との差を感じたしだいです。
Re: 伝統的木造のお寺
天婆～さん
2006/03/06 12:42:27
>LIONさん、もぐらさん、天婆～さん 早速の返事ありがとうございます。
>
>実際に検討中の建物は、１階が鉄骨造の駐車場、２階が寺という構造です。尚地盤は、液状化層に該当するため、限界耐力計算は、使用でないかと思っています。
>許容応力度計算の場合４６条の壁量の５倍程必要となっいます。
>
>
>平地に建つ寺では、聞くところによると、４６条の壁量チェックのみで、申請が下りているとの事で、許容応力度計算との差を感じたしだいです。
>
それが木造の真実であり、構造屋不要の世界となって意匠屋さんが
簡単な壁量検討だけで出来あがる世界なのです。
この点については過去の雑誌等で、議論された事ですね。
>
>実際に検討中の建物は、１階が鉄骨造の駐車場、２階が寺という構造です。尚地盤は、液状化層に該当するため、限界耐力計算は、使用でないかと思っています。
>許容応力度計算の場合４６条の壁量の５倍程必要となっいます。
>
>
>平地に建つ寺では、聞くところによると、４６条の壁量チェックのみで、申請が下りているとの事で、許容応力度計算との差を感じたしだいです。
>
それが木造の真実であり、構造屋不要の世界となって意匠屋さんが
簡単な壁量検討だけで出来あがる世界なのです。
この点については過去の雑誌等で、議論された事ですね。
Re: 伝統的木造のお寺
SKOZOO
2006/03/06 13:03:24
>それが木造の真実であり、構造屋不要の世界となって意匠屋さんが
>簡単な壁量検討だけで出来あがる世界なのです。
>
>この点については過去の雑誌等で、議論された事ですね。
>
最近の木住センターの許容応力度設計では、その差を埋めるため、準耐力壁とか、壁倍率７倍とか、貫の耐力とかを見込めるようになっていると思いますが、それでも足りないのでかね
又お寺を許容応力度設計する事は、無理なのでしょうか、となれば実際には、お寺は危ない建物となるのでしょうか、それとも許容応力度設計に向かないだけなのでしょうか
>簡単な壁量検討だけで出来あがる世界なのです。
>
>この点については過去の雑誌等で、議論された事ですね。
>
最近の木住センターの許容応力度設計では、その差を埋めるため、準耐力壁とか、壁倍率７倍とか、貫の耐力とかを見込めるようになっていると思いますが、それでも足りないのでかね
又お寺を許容応力度設計する事は、無理なのでしょうか、となれば実際には、お寺は危ない建物となるのでしょうか、それとも許容応力度設計に向かないだけなのでしょうか
Re: 伝統的木造のお寺
もぐら
2006/03/06 15:50:31
お寺や神社なんかは許容法どころか４６条でも難しいのでは？
よく４６条の壁量が満足できたなぁと思っていました。
工法が在来では無いので４６条には乗らないのでしょう。
最近、京都方面の参考書を参考に既存の補強に限界耐力法を使いました。（仕口ダンパ＋荒壁パネル）
新築で確認を下ろした例もあるようです。（事前に主事に確認要）
お寺の新築の話が来たら限界で挑戦しようかと思っています。
（しかし、地盤が悪いとＧＳが．．．）
よく４６条の壁量が満足できたなぁと思っていました。
工法が在来では無いので４６条には乗らないのでしょう。
最近、京都方面の参考書を参考に既存の補強に限界耐力法を使いました。（仕口ダンパ＋荒壁パネル）
新築で確認を下ろした例もあるようです。（事前に主事に確認要）
お寺の新築の話が来たら限界で挑戦しようかと思っています。
（しかし、地盤が悪いとＧＳが．．．）
Re: 伝統的木造のお寺
天婆～さん
2006/03/06 19:52:50
SKOZOOさん はじめまして。 天婆～さんと申します。
>最近の木住センターの許容応力度設計では、その差を埋めるため、準耐力壁とか、壁倍率７倍とか、貫の耐力とかを見込めるようになっていると思いますが、それでも足りないのでかね
>又お寺を許容応力度設計する事は、無理なのでしょうか、となれば実際には、お寺は危ない建物となるのでしょうか、それとも許容応力度設計に向かないだけなのでしょうか
>
>
実際には、お寺は危ない建物ではなく、耐震的に極稀に起きる大地震
においては、倒壊する可能性のあるお寺も存在するという事です。
お寺を、許容応力度設計する事は可能ですが、かなりの要素が揃わないと
想定する構造性能は得られないと思います。
>最近の木住センターの許容応力度設計では、その差を埋めるため、準耐力壁とか、壁倍率７倍とか、貫の耐力とかを見込めるようになっていると思いますが、それでも足りないのでかね
>又お寺を許容応力度設計する事は、無理なのでしょうか、となれば実際には、お寺は危ない建物となるのでしょうか、それとも許容応力度設計に向かないだけなのでしょうか
>
>
実際には、お寺は危ない建物ではなく、耐震的に極稀に起きる大地震
においては、倒壊する可能性のあるお寺も存在するという事です。
お寺を、許容応力度設計する事は可能ですが、かなりの要素が揃わないと
想定する構造性能は得られないと思います。
sabai
2006/03/04 18:32:18
耐震壁に続いての質問です。
RC7層のﾗｰﾒﾝ架構（左から4M、4M、8Mの3スパン）で左から2本目の柱下に杭がありません（左の計8Mｽﾊﾟﾝの基礎梁中央に柱が乗っている）。手計算で単純に柱の軸力を計算して、基礎梁に集中荷重をかけると、現在の設計図の2倍ほどの基礎梁断面になります。基礎梁ﾘｽﾄを見ると、主筋は外端上端0.63％、中央下端0.38％、内端上端0.42％、ｽﾀｰﾗｯﾌﾟはD13-3-＠100（又はD13＠100）です。私の感覚ではちょっと恐ろしいのですが、皆さん如何でしょう？
1構面だけ取り出して平面応力ソフトで計算したところ、確かに支点抜け部分の柱軸力が支点を設けた場合の0.7程度に減っていましたが・・・。
ちなみに原設計の計算には、Build一貫3を使っているそうです。
RC7層のﾗｰﾒﾝ架構（左から4M、4M、8Mの3スパン）で左から2本目の柱下に杭がありません（左の計8Mｽﾊﾟﾝの基礎梁中央に柱が乗っている）。手計算で単純に柱の軸力を計算して、基礎梁に集中荷重をかけると、現在の設計図の2倍ほどの基礎梁断面になります。基礎梁ﾘｽﾄを見ると、主筋は外端上端0.63％、中央下端0.38％、内端上端0.42％、ｽﾀｰﾗｯﾌﾟはD13-3-＠100（又はD13＠100）です。私の感覚ではちょっと恐ろしいのですが、皆さん如何でしょう？
1構面だけ取り出して平面応力ソフトで計算したところ、確かに支点抜け部分の柱軸力が支点を設けた場合の0.7程度に減っていましたが・・・。
ちなみに原設計の計算には、Build一貫3を使っているそうです。
Re: 支点抜け柱の軸力と基礎梁応力
喰えないラーメン屋
2006/03/04 19:14:00
>ちなみに原設計の計算には、Build一貫3を使っているそうです。
こんなことが出来るのか。知らなかった。(^_^;
鉄骨造で使えそう。
＿〆(.. )ﾒﾓﾒﾓっと。
こんなことが出来るのか。知らなかった。(^_^;
鉄骨造で使えそう。
＿〆(.. )ﾒﾓﾒﾓっと。
Re: 支点抜け柱の軸力と基礎梁応力
Lion
2006/03/04 19:23:57
Sabaiさん
>1構面だけ取り出して平面応力ソフトで計算したところ、確かに支点抜け部分の柱軸力が支点を設けた場合の0.7程度に減っていましたが・・・。
ＲＣではやった経験が無いですが、Ｓ造で３層のラーメンに
２階で梯子を横置きした架構は時々やりますね、これを
１階でやれば同じ事です、全体の架構で軸力の移行を
していると言うこと、立体解析なら結果は有っているのでは。。。
>1構面だけ取り出して平面応力ソフトで計算したところ、確かに支点抜け部分の柱軸力が支点を設けた場合の0.7程度に減っていましたが・・・。
ＲＣではやった経験が無いですが、Ｓ造で３層のラーメンに
２階で梯子を横置きした架構は時々やりますね、これを
１階でやれば同じ事です、全体の架構で軸力の移行を
していると言うこと、立体解析なら結果は有っているのでは。。。
Re: 支点抜け柱の軸力と基礎梁応力
喰えないラーメン屋
2006/03/04 20:26:19
Lionｻﾝ
>ＲＣではやった経験が無いですが、Ｓ造で３層のラーメンに
>２階で梯子を横置きした架構は時々やりますね、これを
Ｓ造なら梁の変形がすっきりしていそうで問題ないような気がしますが、ＲＣ造では？？？
梁＋スラブの変形は？。
さてと、これから夜勤の部。一貫３の飲酒操作、酩酊酎。
>ＲＣではやった経験が無いですが、Ｓ造で３層のラーメンに
>２階で梯子を横置きした架構は時々やりますね、これを
Ｓ造なら梁の変形がすっきりしていそうで問題ないような気がしますが、ＲＣ造では？？？
梁＋スラブの変形は？。
さてと、これから夜勤の部。一貫３の飲酒操作、酩酊酎。
Re: 支点抜け柱の軸力と基礎梁応力
Lion
2006/03/04 20:41:04
喰えないサン
>Ｓ造なら梁の変形がすっきりしていそうで問題ないような気がしますが、ＲＣ造では？？？
雑壁等がありますので、力の伝達機構は？？？の所は
有りますね、ＲＣ純ラーメンなんて無いし・・・
>さてと、これから夜勤の部。一貫３の飲酒操作、酩酊酎。
酒気帯び操作、減点１３点、１年以下の懲役又は３０万円
以下の罰金！ ゴミでした。。。
>Ｓ造なら梁の変形がすっきりしていそうで問題ないような気がしますが、ＲＣ造では？？？
雑壁等がありますので、力の伝達機構は？？？の所は
有りますね、ＲＣ純ラーメンなんて無いし・・・
>さてと、これから夜勤の部。一貫３の飲酒操作、酩酊酎。
酒気帯び操作、減点１３点、１年以下の懲役又は３０万円
以下の罰金！ ゴミでした。。。
Re: 支点抜け柱の軸力と基礎梁応力
喰えないラーメン屋
2006/03/04 20:46:46
>酒気帯び操作、減点１３点、１年以下の懲役又は３０万円
>以下の罰金！ ゴミでした。。。
士法改正で、酒気帯び構造計算間違い死亡事故は懲役２０年になると新聞に載っていた。
>以下の罰金！ ゴミでした。。。
士法改正で、酒気帯び構造計算間違い死亡事故は懲役２０年になると新聞に載っていた。
間柱
喰えないラーメン屋
2006/03/04 20:52:22
昨今、ボイドスラブによる小梁無し、ダイスパンのﾏﾝｼｮﾝが多いようです。
大梁が大きくなり、意匠設計から、何とかしてよと・・・
で、柱もどきを追加、ＯＫ・・・杭がもったいないので間柱にしておこう・・・じゃ無いでしょうか。
下の方に、上下ピンのＲＣ間柱にできないかとスレがありましたよ。
立体解析すれば答えが出るかもしれません・・・正しいかどうかは、平民には判断しかねますが・・・。
大梁が大きくなり、意匠設計から、何とかしてよと・・・
で、柱もどきを追加、ＯＫ・・・杭がもったいないので間柱にしておこう・・・じゃ無いでしょうか。
下の方に、上下ピンのＲＣ間柱にできないかとスレがありましたよ。
立体解析すれば答えが出るかもしれません・・・正しいかどうかは、平民には判断しかねますが・・・。
Re: 間柱
Lion
2006/03/04 20:59:32
酩酊運転中の喰えないサン
>下の方に、上下ピンのＲＣ間柱にできないかとスレが
>ありましたよ。
>立体解析すれば答えが出るかもしれません・・・
>正しいかどうかは、平民には判断しかねますが・・・。
私が投げたスレです、実際にやれと言われたら・・・
かなりの度胸が要りそう(--;)
>下の方に、上下ピンのＲＣ間柱にできないかとスレが
>ありましたよ。
>立体解析すれば答えが出るかもしれません・・・
>正しいかどうかは、平民には判断しかねますが・・・。
私が投げたスレです、実際にやれと言われたら・・・
かなりの度胸が要りそう(--;)
Re: 支点抜け柱の軸力と基礎梁応力
締切り際の魔術師
2006/03/05 01:23:27
詳細は分かりませんが もともと8M、8Mで計画してて 偏芯止めか耐震要素増の発想で間柱的な柱増設の結果かなぁ～？と思います。
軸力が梁で左右に取りきれているのなら 「有り」の手法だと思います。 基礎部のコスト低減や 免震での装置数減では 考えられる結果だと思います。（あんまりヤリタクないけど）
上部梁と地中梁とのワーレントラス風の解析結果と思いますが、特に負担の多い（剛性大の）地中梁の断面不足には注意が必要ですね。
解析はどのソフトでも 支点に柔いバネを入れれば可能と思います。
軸力が梁で左右に取りきれているのなら 「有り」の手法だと思います。 基礎部のコスト低減や 免震での装置数減では 考えられる結果だと思います。（あんまりヤリタクないけど）
上部梁と地中梁とのワーレントラス風の解析結果と思いますが、特に負担の多い（剛性大の）地中梁の断面不足には注意が必要ですね。
解析はどのソフトでも 支点に柔いバネを入れれば可能と思います。
Re: 支点抜け柱の軸力と基礎梁応力
ムムム
2006/03/05 09:54:04
この場合、クリープを考慮した鉛直変位の制限値をいくつにしているのでしょうか？
例えば、弾性たわみを８倍して1/250でいいのだろうか？
応力的には可能でも鉛直変位の制限値によっては、断面が不足するのでは。
例えば、弾性たわみを８倍して1/250でいいのだろうか？
応力的には可能でも鉛直変位の制限値によっては、断面が不足するのでは。
Re: 支点抜け柱の軸力と基礎梁応力
Lion
2006/03/05 11:02:52
>解析はどのソフトでも 支点に柔いバネを入れれば可能と
>思います。
BUS-3 では支点解除で一発だと思います、梁断面は
かなり安全度を見込まねば怖いでしょう。。。
>思います。
BUS-3 では支点解除で一発だと思います、梁断面は
かなり安全度を見込まねば怖いでしょう。。。
sabai
2006/03/04 18:03:46
10年前まで構造設計していた者で、最近は図面全般や現場のﾁｪｯｸをしています。構造設計第一線の方々のご教授を仰ぎたく質問します。
RC9階建て連層壁の境界梁（両側にｽﾊﾟﾝ9.4Mの耐震壁と境界梁1.9M）の断面が、全層B*D=500*400、配筋が構面と階によって上下6-D22かつUHD13-4-＠100から上下3-D22かつUHD13＠100とばらついています。
どのような設計によりこのような断面になることが考えられるのか、どなたかご教授頂ければ幸いです。
私の感覚だと、全部3-D22かつ通常のD13＠100程度で境界梁は決めて、耐震壁と基礎の操作で納まりそうな気がしています。
RC9階建て連層壁の境界梁（両側にｽﾊﾟﾝ9.4Mの耐震壁と境界梁1.9M）の断面が、全層B*D=500*400、配筋が構面と階によって上下6-D22かつUHD13-4-＠100から上下3-D22かつUHD13＠100とばらついています。
どのような設計によりこのような断面になることが考えられるのか、どなたかご教授頂ければ幸いです。
私の感覚だと、全部3-D22かつ通常のD13＠100程度で境界梁は決めて、耐震壁と基礎の操作で納まりそうな気がしています。
Re: 耐震壁の境界梁
喰えないラーメン屋
2006/03/04 19:00:40
断面が大きいか小さいか、住宅程度しか計算したこと無いのでわかりません・・・。
耐震壁どうしをつないでいる境界梁は基礎浮き上がりや壁脚降伏を押さえるのに効果的です。
地中梁だけを大きくしても、地中梁の上の曲げ強度は上がりません。
各階ごとに、柱配筋・壁配筋は異なると思いますので対応して境界梁の配筋を変えているのかもしれません。
境界梁の影響については仮想仕事法で試してみては如何でしょうか。最上階だけとか・・・。
耐震壁どうしをつないでいる境界梁は基礎浮き上がりや壁脚降伏を押さえるのに効果的です。
地中梁だけを大きくしても、地中梁の上の曲げ強度は上がりません。
各階ごとに、柱配筋・壁配筋は異なると思いますので対応して境界梁の配筋を変えているのかもしれません。
境界梁の影響については仮想仕事法で試してみては如何でしょうか。最上階だけとか・・・。
Re: 耐震壁の境界梁
猿知恵
2006/03/05 16:50:47
私も現在事務所の過去の物件を見直しております。
sabai さん
その構造体の計算ルートは３でしょうか？
ルート２(-２)のような気がしますが。ルート３だとそこまで
大きく変わるとは思えませんので。
壁の多いホテルならばルート２の可能性もあると思います。
sabai さん
その構造体の計算ルートは３でしょうか？
ルート２(-２)のような気がしますが。ルート３だとそこまで
大きく変わるとは思えませんので。
壁の多いホテルならばルート２の可能性もあると思います。
Re: 耐震壁の境界梁
sabai
2006/03/05 23:14:44
早速、設計担当者に採用ルートだけでも確認してみます。
他にもいろいろ疑問点があり、回答が出揃うのに時間がかかるものと思います。
> 私も現在事務所の過去の物件を見直しております。
>
> sabai さん
> その構造体の計算ルートは３でしょうか？
> ルート２(-２)のような気がしますが。ルート３だとそこまで
> 大きく変わるとは思えませんので。
>
> 壁の多いホテルならばルート２の可能性もあると思います。
他にもいろいろ疑問点があり、回答が出揃うのに時間がかかるものと思います。
> 私も現在事務所の過去の物件を見直しております。
>
> sabai さん
> その構造体の計算ルートは３でしょうか？
> ルート２(-２)のような気がしますが。ルート３だとそこまで
> 大きく変わるとは思えませんので。
>
> 壁の多いホテルならばルート２の可能性もあると思います。
Re: 耐震壁の境界梁
2満
2006/03/06 09:22:39
>どのような設計によりこのような断面になることが考えられるのか、どなたかご教授頂ければ幸いです。
>
耐震壁の負担せん断力によって境界梁の応力は変わるので、当然下階で主筋・stが多くなっているのではないですか？
>
耐震壁の負担せん断力によって境界梁の応力は変わるので、当然下階で主筋・stが多くなっているのではないですか？
Re: 耐震壁の境界梁
よんぶんのいち
2006/03/06 14:56:08
連層耐震壁に取り付く境界梁の場合、壁の曲げ変形が大きくなる
上階の方が梁の応力が大きくなる場合もあります。
ケースバイケースですが。
上階の方が梁の応力が大きくなる場合もあります。
ケースバイケースですが。
Re: 耐震壁の境界梁
sabai
2006/03/06 22:14:43
同一架構内で、2階9-D22、3,4階4-D22、5階5-D22、6,7階6-D22、8，9階5-D22等と階数によりばらつきがあったり、同様な架構なのに2階で3－D22等と、架構によるばらつきも大きいので、疑問に感じた次第です。
>連層耐震壁に取り付く境界梁の場合、壁の曲げ変形が大きくなる
>上階の方が梁の応力が大きくなる場合もあります。
>ケースバイケースですが。
>連層耐震壁に取り付く境界梁の場合、壁の曲げ変形が大きくなる
>上階の方が梁の応力が大きくなる場合もあります。
>ケースバイケースですが。
Re: 耐震壁の境界梁
toyochan
2006/03/07 09:52:33
よんぶんのいちさんの言われるように、境界梁の応力は耐震壁の変形角に影響を受けます。（解析プログラムの耐震壁のモデル化の方法によっても変わるかもしれません。）
一次設計で断面が過大になる場合は剛性低下を考慮する場合もあります。
境界梁は、二次設計では耐震壁の性状を決める部材ともなるので、設計者の考えによって、いろんなパターンがあっても不思議ではないと思います。
一次設計で断面が過大になる場合は剛性低下を考慮する場合もあります。
境界梁は、二次設計では耐震壁の性状を決める部材ともなるので、設計者の考えによって、いろんなパターンがあっても不思議ではないと思います。
構造見習い
2006/03/04 16:08:00
喰えないラーメン屋さんご意見ありがとうございます。
今回のようなケースや片持ちバルコニーと梁上端が同レベルの時などは
梁上でなく壁を少し立上げた所に水平スリットを入れたいの
ですが・・・情報が混乱してます。
少し壁を立ち上げた位置のほうが良いという人もいれば、壁上にいれるのは
施工精度が落ちてかえって水漏れの原因になるとか言う人もいて、・・・
でも片持ちバルコニー仕上げレベルより水平スリット位置が下にある（または同レベル）
という状態はやっぱり不安な・・・
その辺の水平スリットの防水対策が詳しく書かれた書籍など
ご存知の方いらっしゃいますか？
宜しくお願い致します。
今回のようなケースや片持ちバルコニーと梁上端が同レベルの時などは
梁上でなく壁を少し立上げた所に水平スリットを入れたいの
ですが・・・情報が混乱してます。
少し壁を立ち上げた位置のほうが良いという人もいれば、壁上にいれるのは
施工精度が落ちてかえって水漏れの原因になるとか言う人もいて、・・・
でも片持ちバルコニー仕上げレベルより水平スリット位置が下にある（または同レベル）
という状態はやっぱり不安な・・・
その辺の水平スリットの防水対策が詳しく書かれた書籍など
ご存知の方いらっしゃいますか？
宜しくお願い致します。
Re: スリットの防水
喰えないラーメン屋
2006/03/04 16:59:46
実際に現場でスリットを入れるのですか・・・・・(=^_^=)
先日、意匠事務所から、スリットはどうやって入れるんですかと尋ねられました。σ(^^；)
少し話して詳細は構造設計者（ウチではない）に聞いてくださいと返事したんですが・・・。
今度からスリットを入れることにしたらしい。
水平スリットのしかの腰壁は、下の階を一緒に打設しておかないと、スリット材がはずれるでしょうね。柱際で打ち継ぎになります。
段差無しﾊﾞﾙｺﾆｰ（実際はﾊﾞﾙｺﾆｰの方が高い）は、スリットが無くても水が浸入しますからね。
先日、意匠事務所から、スリットはどうやって入れるんですかと尋ねられました。σ(^^；)
少し話して詳細は構造設計者（ウチではない）に聞いてくださいと返事したんですが・・・。
今度からスリットを入れることにしたらしい。
水平スリットのしかの腰壁は、下の階を一緒に打設しておかないと、スリット材がはずれるでしょうね。柱際で打ち継ぎになります。
段差無しﾊﾞﾙｺﾆｰ（実際はﾊﾞﾙｺﾆｰの方が高い）は、スリットが無くても水が浸入しますからね。
Re: スリットの防水
もぐら
2006/03/04 17:01:53
スリットは地震が来てはじめて用をなす。
防水は常時。
これらから、私は防水＞スリットかと思います。
３方スリットでしょうか？スリットは２階梁下ではだめですか？
土圧は２階梁下からの片持ち．．片持ち壁で大丈夫でしょうか？
ど－もイメ－ジがわかない。
防水は常時。
これらから、私は防水＞スリットかと思います。
３方スリットでしょうか？スリットは２階梁下ではだめですか？
土圧は２階梁下からの片持ち．．片持ち壁で大丈夫でしょうか？
ど－もイメ－ジがわかない。
Re: スリットの防水
構造見習い
2006/03/04 17:40:54
土かぶり壁にスリットを入れるのは中止にしました。
私の事務所もスリットを入れない方針でしたが、現在行っている
申請機関で、
1.SS2で袖壁付柱のＩの計算方法を<4>の長方形断面に置き換えるでは
だめで<1>の形状通りにするように言われました。
2.方立壁は水平スリットを入れない場合、方立壁も接点として
短梁でせん断チェック（手計算では時間がかかり過ぎる・・）
等の理由でスリットを入れざるを得なくなりました。（泣）
水平スリットの防水指針的な書籍がほしい～
私の事務所もスリットを入れない方針でしたが、現在行っている
申請機関で、
1.SS2で袖壁付柱のＩの計算方法を<4>の長方形断面に置き換えるでは
だめで<1>の形状通りにするように言われました。
2.方立壁は水平スリットを入れない場合、方立壁も接点として
短梁でせん断チェック（手計算では時間がかかり過ぎる・・）
等の理由でスリットを入れざるを得なくなりました。（泣）
水平スリットの防水指針的な書籍がほしい～
Re: スリットの防水
喰えないラーメン屋
2006/03/04 17:43:43
>３方スリットでしょうか？スリットは２階梁下ではだめですか？
上スリットはコンクリート打設が難しいです。
スリット材を一部はずすか、耐震補強増設壁のように壁上部横にホッパーを付けて流し込むか・・です。
監理者から出来な～い、スリット入れなくて良いかと言ってきます。(^_^;
上スリットはコンクリート打設が難しいです。
スリット材を一部はずすか、耐震補強増設壁のように壁上部横にホッパーを付けて流し込むか・・です。
監理者から出来な～い、スリット入れなくて良いかと言ってきます。(^_^;
Re: スリットの防水
Lion
2006/03/04 17:52:55
私は縦スリットしか使いませんね、それもなるべくは
入れたく無いです、三方なんて施工が相当厄介でしょう。。。
入れたく無いです、三方なんて施工が相当厄介でしょう。。。
Re: スリットの防水
喰えないラーメン屋
2006/03/04 18:00:14
>土かぶり壁にスリットを入れるのは中止にしました。
それが一番・・(^_^)
または、腰壁＋ＡＬＣ版
頬立て壁の、Qsu>Qmuだけでの検討だけでＯＫして貰ったことがありましたが。
頬立て壁の左梁と右梁のQmuは同じ（勾配が同じ）ですから、(梁左Mu+頬立壁Mu＋梁右Mu)/全体のスパン＝Qmuでっせ。
で、頬立て壁のＭｕは小さいので余り影響ないはず。
端部中央の梁配筋の影響は有りますので、そろえる。
>水平スリットの防水指針的な書籍がほしい～
たぶん無い。(^^ゞ
それが一番・・(^_^)
または、腰壁＋ＡＬＣ版
頬立て壁の、Qsu>Qmuだけでの検討だけでＯＫして貰ったことがありましたが。
頬立て壁の左梁と右梁のQmuは同じ（勾配が同じ）ですから、(梁左Mu+頬立壁Mu＋梁右Mu)/全体のスパン＝Qmuでっせ。
で、頬立て壁のＭｕは小さいので余り影響ないはず。
端部中央の梁配筋の影響は有りますので、そろえる。
>水平スリットの防水指針的な書籍がほしい～
たぶん無い。(^^ゞ
昔は構造屋
2006/03/04 13:54:04
構造計算からすっかり遠ざかってしまっているのですが、RC造で帯筋が溶接HOOPの時、以前は(かなり昔かも)梁接合部内は重ね継手のHOOPでもよかったのですが最近は全て溶接HOOPでなければダメになったのでしょうか？
Re: パネルゾーン内のHOOP
構造見習い
2006/03/04 16:13:12
はっきりしない情報で申し訳ありませんがどこかの書籍で
仕口部はタガ型でよいという文章があった記憶があります。
（その書籍が公的なものかは覚えてません)
仕口部はタガ型でよいという文章があった記憶があります。
（その書籍が公的なものかは覚えてません)
Re: パネルゾーン内のHOOP
(no name)
2006/03/04 16:51:46
その前に施工できないっしょ？
Re: パネルゾーン内のHOOP
喰えないラーメン屋
2006/03/04 18:01:27
>その前に施工できないっしょ？
現場溶接・・・(^^ゞ
現場溶接・・・(^^ゞ
Re: パネルゾーン内のHOOP
SKOZOO
2006/03/05 12:16:11
>>その前に施工できないっしょ？
>
>現場溶接・・・(^^ゞ
フープクリップもあります。
>
>現場溶接・・・(^^ゞ
フープクリップもあります。
パネルゾーン内のHOOP
昔は構造屋
2006/03/06 12:45:26
みなさんレスありがとうございます。
現実的に絶対施工不可能ではないのですが梁落としに非常に手間と時間がかかりますよね。以前一度だけ役所物件で監督さんより言われて現場溶接したことがありました。
ここのところの耐震問題でわけのわからないことをいう人が多いものですからみなさんの意見を聞いてみました。
現実的に絶対施工不可能ではないのですが梁落としに非常に手間と時間がかかりますよね。以前一度だけ役所物件で監督さんより言われて現場溶接したことがありました。
ここのところの耐震問題でわけのわからないことをいう人が多いものですからみなさんの意見を聞いてみました。
Re: パネルゾーン内のHOOP
喰えないラーメン屋
2006/03/06 13:40:46
仕口内のフープは梁で押さえられていますので、フックは外れないのではないでしょうか。
出隅柱の出隅にフックを設けなければ、溶接しなくても良いような気がします。
出隅柱の出隅にフックを設けなければ、溶接しなくても良いような気がします。
構造見習い
2006/03/03 11:51:38
地中梁上端より周辺地盤が僅かに高いケースで一階外壁に完全スリットを入れる場合、水平スリットは土の中にもぐってしまいます。土圧力は２階梁からの片持ちで支えられますが、防水上相当
まずいですか？また何らかの対策ありますか？
宜しくお願い致します
まずいですか？また何らかの対策ありますか？
宜しくお願い致します
Re: 完全スリットの防水についてご意見下さい
喰えないラーメン屋
2006/03/03 12:49:52
>地中梁上端より周辺地盤が僅かに高いケースで一階外壁に完全
地盤より低いところに、スリットは儲けない方が良いのでは・・と言うわけにいかないのですよね。
僅かに高い位置より僅かに高い位置に水平スリットを儲けたら如何でしょうか。（日本語へん？）
↑ 水が入らないように、地盤面より高い位置に。
地盤より低いところに、スリットは儲けない方が良いのでは・・と言うわけにいかないのですよね。
僅かに高い位置より僅かに高い位置に水平スリットを儲けたら如何でしょうか。（日本語へん？）
↑ 水が入らないように、地盤面より高い位置に。
家庭崩壊型
2006/03/03 00:15:31
現在、5階建てWRC造のPHC杭基礎を設計しておりますが、直圧の関係上どうしても壁（地中梁）の交差部以外の壁脚に杭を配置せざるを得ない（両方向地中梁で拘束できず、片方向のみの地中梁しか配置できない）部位が生じてしまいます。
地中梁の配置できない方向における杭の水平力の処理は、どのように処理したらよろしいのでしょうか？
地中梁の存在する側（直交側）の地中梁に、ねじれモーメントとして伝えるとか・・・
どなたかご存知の方、ご教示よろしくお願いいたします。
地中梁の配置できない方向における杭の水平力の処理は、どのように処理したらよろしいのでしょうか？
地中梁の存在する側（直交側）の地中梁に、ねじれモーメントとして伝えるとか・・・
どなたかご存知の方、ご教示よろしくお願いいたします。
Re: WRC造における杭基礎の水平力の処理について
BUILD小僧
2006/03/03 06:42:29
そうですね、WRCの杭の場合水平力の処理には結構
苦労しましたね。
確かにネジリ処理等も過去にやったことありますが
最近は、杭頭をピンで処理してそれで終わりにしてます。
審査側もそれでOKでした。
苦労しましたね。
確かにネジリ処理等も過去にやったことありますが
最近は、杭頭をピンで処理してそれで終わりにしてます。
審査側もそれでOKでした。
Re: WRC造における杭基礎の水平力の処理について
マータ
2006/03/03 09:33:15
１．地中梁のとりつかない方向の杭を水平力を負担しないとして
水平力検討用の有効杭本数を少なくする。
２．全本数有効として地中梁のねじりを検討する。
３．全本数有効として杭基礎のフーチングを兼ねた束柱を設置し
て上部壁やスラブに回転拘束させる。
４．両方向ＦＧがある交点に杭を２～３本まとめて打つ。
こんな感じの選択肢でやってます。
水平力検討用の有効杭本数を少なくする。
２．全本数有効として地中梁のねじりを検討する。
３．全本数有効として杭基礎のフーチングを兼ねた束柱を設置し
て上部壁やスラブに回転拘束させる。
４．両方向ＦＧがある交点に杭を２～３本まとめて打つ。
こんな感じの選択肢でやってます。
Re: WRC造における杭基礎の水平力の処理について
よんぶんのいち
2006/03/03 10:39:43
地中梁がある杭は杭頭固定、面外方向の杭は杭頭ピンとし、
変位を等置して水平力を配分して解析してはいかがでしょうか。
こうすればねじれも考えなくて済みます。
変位を等置して水平力を配分して解析してはいかがでしょうか。
こうすればねじれも考えなくて済みます。
Re: WRC造における杭基礎の水平力の処理について
マータ
2006/03/03 12:50:24
杭頭ピンと仮定しても、地中梁下端の変位を止める細工をしない
と結局ねじれは起こるのではないでようか。
ピットスラブがあればいい？
と結局ねじれは起こるのではないでようか。
ピットスラブがあればいい？
Re: WRC造における杭基礎の水平力の処理について
よんぶんのいち
2006/03/03 13:19:02
いつもはこの方法で設計してますが、実はそうなんですよね。
梁天が土間やスラブで拘束されてても、下端はフリーです。
この場合、スラブ芯でピンかな?
梁天が土間やスラブで拘束されてても、下端はフリーです。
この場合、スラブ芯でピンかな?
Re: WRC造における杭基礎の水平力の処理について
もぐら
2006/03/03 13:34:14
底版の巾がＤの梁が止める＋地盤の土圧で止める。＝ねじれはない。と言う”工学的判断”
ガラパゴス
2006/03/02 15:21:13
円形鋼管柱の露出柱脚で、ベースプレート厚の検討を片持ち梁式で解く場合、片持ちの根元位置はどことすべきでしょうか？
学会等の本では、角型鋼管では鋼管フェイス位置を根元としていますが、円形鋼管ではフェイス外端では固定が弱過ぎ/柱軸では片持ち長さが過大かと思われます。個人的は円形断面の重心やZからいって柱軸から鋼管半径の半分～2/3程度出た所あたりが、とも思うのですが根拠が‥
柱軸以外にリブプレートがあれば、それを固定端とできるのですが、Φ３００程度だとそれも難しいです。
学会等の本では、角型鋼管では鋼管フェイス位置を根元としていますが、円形鋼管ではフェイス外端では固定が弱過ぎ/柱軸では片持ち長さが過大かと思われます。個人的は円形断面の重心やZからいって柱軸から鋼管半径の半分～2/3程度出た所あたりが、とも思うのですが根拠が‥
柱軸以外にリブプレートがあれば、それを固定端とできるのですが、Φ３００程度だとそれも難しいです。
Re: 鋼管柱露出柱脚のベースプレート厚検討
ムムム
2006/03/02 23:24:32
>円形鋼管柱の露出柱脚で、ベースプレート厚の検討を片持ち梁式で解く場合、片持ちの根元位置はどことすべきでしょうか？
片持ちの固定端ではなくて、片持ち連続梁（スラブ）の支持点ではないでしょうか。応力は片持ちの固定端と同じですが。
角パイプと同様な設計でいいと思いますが。
片持ちの固定端ではなくて、片持ち連続梁（スラブ）の支持点ではないでしょうか。応力は片持ちの固定端と同じですが。
角パイプと同様な設計でいいと思いますが。
Re: 鋼管柱露出柱脚のベースプレート厚検討
toyochan
2006/03/03 20:16:40
>円形鋼管柱の露出柱脚で、ベースプレート厚の検討を片持ち梁式で解く場合、片持ちの根元位置はどことすべきでしょうか？
>
特に根拠はありませんが、ベースプレートがどのように変形するかを想像しますと．．．
圧縮側はフェイスに案外近いところで加力方向と垂直面に、引張側は隅の引張ボルトから最も近いフェイスあたりで４５°方向に曲げが生じるような気がします。
そこで円柱に内接する正方形の柱を想定し、その面を根本としてはどうでしょう？
隅ボルトから円柱のフェイスまでの距離はその√２倍ですが、曲げを受ける断面幅も√２倍になるので、まあよろしいかと思うのですがいかがでしょう？
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特に根拠はありませんが、ベースプレートがどのように変形するかを想像しますと．．．
圧縮側はフェイスに案外近いところで加力方向と垂直面に、引張側は隅の引張ボルトから最も近いフェイスあたりで４５°方向に曲げが生じるような気がします。
そこで円柱に内接する正方形の柱を想定し、その面を根本としてはどうでしょう？
隅ボルトから円柱のフェイスまでの距離はその√２倍ですが、曲げを受ける断面幅も√２倍になるので、まあよろしいかと思うのですがいかがでしょう？
Re: 鋼管柱露出柱脚のベースプレート厚検討
ガラパゴス
2006/03/06 17:27:23
ご助言ありがとうございます。
本日別件にて確認機関に行った際、主事に聞いてみたのですが、
「特に規定はないし、それ（内接円や鋼管半径1/2）で良いのでは。根拠は設計者判断で問題ないと思うよ」
とのことでした。
とりあえず内接円で出してみます。
本日別件にて確認機関に行った際、主事に聞いてみたのですが、
「特に規定はないし、それ（内接円や鋼管半径1/2）で良いのでは。根拠は設計者判断で問題ないと思うよ」
とのことでした。
とりあえず内接円で出してみます。