SS2ではスリット付フレームの剛性が３パターン選択できたと思います。
１．柱、梁に剛性、剛域考慮
２．梁にのみ剛性考慮、剛域無視
３．梁、柱とも剛性、剛域無視

私はいつも２番でやってます。完全スリットの場合。
部分か完全かで挙動も違ってくると思いますが、
たれ壁部分は普通切れないのでその分の剛性のみみています。

根拠って言われてもねぇ・・・。
RC造の雑壁効果は永遠のテーマ・・・＾＾；
先生方に聞いてもはっきり答えてくれますかね。

>※仮に『梁・柱面』ですと、すでに算出している鉄筋量がかなり追加になってしまいますので…

短期で決まる場合はあり得ないとおもいますがどうなんでしょう。もしくはスリット切ってない箇所の壁端（剛域端）で設計してるとか。または上記１番か・・。スリット無視。

とにかく剛域以外で応力の一番大きな所で決めれば。

momoさんのいうとおり
2番で計算していれば、垂れ・腰壁の剛性はみて剛域端はおのずと柱梁面になるのでは？
特に根拠などいらないように思います。

1番にしていると袖壁の剛域端で算定してしまっているかも。

早々のご回答、ありがとうございました。
『スリット壁付梁の剛性計算』までは気が回って無かったです。
ちょうどそこの部分のヘルプ説明と、頂いたアドバイスを元に役所の方に説明してみたいと思います。

columnサン

>ルート3において，1次設計で横補剛の規定を満足する
>必要があるのでしょうか？

よ〜く考えてね(^^ゞ、それじゃぁルート３でやる
意味ないじゃん・・・、大スパン工場などで補剛が
確保出来ないから、ルート３を選択します、大概
ＤＳ＝０．４になりこれで保有耐力が満足すればＯＫ。。。

>S造の横補剛について
>ルート1，ルート2の時，横補剛の規定を満足する必要があるかと思いますが，
>ルート3において，1次設計で横補剛の規定を満足する必要があるのでしょうか？

columnさん　いつもありがとうございます。

私はまだ経験短いのですが・・・
横補剛の事だけに関して言えば
横補剛がNGの場合ルート３を行うという手順になるので
ルート３においては横補剛NGでも良いのではないでしょうか?

但し私はいつもDS値の割り増しは行ってます。
ＳＳ２の場合[横補剛検討NG部材の取り扱い]をデフォルトから
変えて[部材群種別をFDにする]を選ぶとDS値上がります。

Lionさんの読む前にかきました。
かなりかぶってます。すみません。編集

構造見習いサン

>但し私はいつもDS値の割り増しは行ってます。
>ＳＳ２の場合[横補剛検討NG部材の取り扱い]をデフォルトから
>変えて[部材群種別をFDにする]を選ぶとDS値上がります。

ＢＵＳ−３では、補剛不足は勝手にＦＤを選んで
くれます、手間いらずです、Ｓ造は大概保有は満足
しますね。

>Lionさんの読む前にかきました。
>かなりかぶってます。すみません。編集

こちらこそ、早すぎるＲＥＳですんません(^^ゞ

みなさん，ありがとうございました．
黄色本を読んだり，オレンジ本を読んだり．．．
していましたが，自信がなかったので，ご質問させていただきました．
勉強不足で，申し訳ございません．

ありがとうございました．

ちなみに，今回の質問のきっかけは，
一貫3で，「断面計算メッセージ」で，エラー：S大梁の横補剛間隔が規定値を満足しない」が出力されたので，不安になり質問いたしました．

本当に，ありがとうございました

>黄色本を読んだり，オレンジ本を読んだり．．．

つかぬ質問。黄色本て構造規定ですか。

>一貫3で，「断面計算メッセージ」で，エラー：S大梁の横補剛間隔が規定値を満足しない」が出力されたので，不安になり質問いたしました．

エラーが出たら、計算書の上に評定（認定？）番号が出ませんよね。昨今の建築確認ではそのままでﾀﾞｲｼﾞｮｳＶですか。(^^；つい酔った。

黄金持ちサン

>エラーが出たら、計算書の上に評定（認定？）番号が出ません
>よね。昨今の建築確認ではそのままでﾀﾞｲｼﾞｮｳＶですか。
>(^^；つい酔った。

ＢＵＳ−３ではだいじょうび、補剛のエラーでは
認定の拒否はされません、こっれってルート３なので
当然ですが。。。

最近、計算書の偽造問題が発覚してから審査機関はもとより、意匠屋さんも計算書を見るようになった、それはそれで関心を持っていただけるのは結構なことなんだけど、計算書の中身でNGのあら探しばっかし。やれ層間変形角だ、横補剛だ、柱脚の保有耐力接合だと見ているところはメッセージの箇所ばっかし、なんだかな〜。

columnさん
　一貫�Vのルート３では、ＤＥＳ４(Ｓ造断面計算条件)の４番目のデータを３(横補剛の検討を行わない)にしておけば、一次設計での検討を省略するので、エラーメッセージなしで正常終了します。
　いっぽう、保有耐力時の横補剛の検討方法は、保有用データＮＳＴ４(種別の制御)の５番目のデータで指定します。

　私もなぜルート３なのにエラーメッセージが出るんだと悩んだすえに、この方法で解決しました。

>
>ＢＵＳ−３では、補剛不足は勝手にＦＤを選んで
>くれます、手間いらずです、Ｓ造は大概保有は満足
>しますね。
>
>>Lionさんの読む前にかきました。
>>かなりかぶってます。すみません。編集
>
>こちらこそ、早すぎるＲＥＳですんません(^^ゞ

Lionさん
いつも厳しくも貴重なご意見ありがとうございます。
ここはＳＳ２使用者よりＢＵＳ−３使用者が多いみたいですね
これからもよろしくお願いします。

>>黄色本を読んだり，オレンジ本を読んだり．．．
>
>つかぬ質問。黄色本て構造規定ですか。
>
黄色本＝構造規定です．
いつになったら，改訂版がでるのか・・・．
構造規定をスキャナーでとって，見ている状態です．

私は、基本的に横補剛の検討にはこだわっていません。
横補剛をOKするより、ルート3へ進みDS値を上げて検討するか、
又は、横補剛を考慮した大梁耐力から保有耐力を検討してOKと為れば
良いと考えてます。
それより、荷重増分法で保有耐力を検討する時に、層間変形角をどの値にするかに興味があります。
層間変形角で保有耐力が決定される事が多いと思いますが、鉄骨造、RC造では、どの位を設定していますでしょうか。

>層間変形角で保有耐力が決定される事が多いと思いますが、鉄骨造、RC造では、どの位を設定していますでしょうか。

これも難しい。
私はＲＣ１／１００　Ｓ１／５０にしていますが、根拠を聞かれると困る。
ＲＣで１／１００も変形すればバリバリひび割れて限界だろう、と言う程度。
以前、ソフトハウスにデフォルト（１／５０）の根拠を尋ねたが、曖昧だった記憶がある。

ただＰ−δ曲線を見て、水平に近いくらいだったら、もう耐力を上げるのは無理。まだ寝てなかったらもう少し押せるか？とかの判断は付くかとか思う。（層間変位の根拠にはならないが）

>私はＲＣ１／１００　Ｓ１／５０にしていますが、根拠を聞かれると困る。

午後から勉強会（研修会）があるので、時間がとれたら聞いてみます。
その後は待望の花見。雨が降っても良いように居酒屋にて・・・。

私としては、ＲＣ造でひび割れを考えてフレームのみの構造でしたら１／１5０から1/200で考えて、耐力壁付きでしたら1/200から1/250で考えます。また、バックデータとして1/80から1/100程度での耐力も算定しています。(終局強度の本を参考にしたかな?)
鉄骨造では、1／100から1/120を採用しています。これは、ALC版の変形を考慮したことによります。
この値の変形角を採用すると、不経済設計と言われることが良く有りますので注意して下さい。・・・笑い
　ところで、姉歯さんの設計した建物では、どの位の変形角を採用しているのでしょうかね。その値のとり方次第では、ぜんぜん違った保有耐力の値になり、安全率も変わると思われます。
皆さんは、国土交通省の発表している安全率について気に為りませんでしたか。

もぐらサン

>私はＲＣ１／１００　Ｓ１／５０にしていますが、根拠を
>聞かれると困る。

私も同様です、ＢＵＳのデフォルトでやっていて
有る審査機関にクレームを付けられたです、学会、
「保有耐力と変形性能」本には少し触れてあります、
このあたりは設計者判断の範疇ですから、審査機関
には私の事ですから再検討は拒否したですが・・・

>以前、ソフトハウスにデフォルト（１／５０）の根拠を
>尋ねたが、曖昧だった記憶がある。

ＢＵＳ−３はＳ１／２０、ＲＣ１／５０となって
いますね、まぁ実務やっていますから＞構造Ｓ．
保有耐力の上がる設定なのでしょう・・・

知人から聞いたのですが、ある確認機関で、
保有の層間変形角は、
規定の半分で良いのではないかと言われたそうです。
1/120なら1/60
1/200なら1/100という具合に
それを信じてやっています。
理由はないけど。

すいません。2倍でした。恥ずかしい。
編集キーいれるの忘れました。

喰えないサン

>午後から勉強会（研修会）があるので、時間がとれたら
>聞いてみます。
>その後は待望の花見。雨が降っても良いように
>居酒屋にて・・・。

飲み会＞花見＞勉強会のようですな(^^ゞ　ゴミでした・・・

うっぷ・・。

各人様々な数値でした。
大きく変形させて剪断部材がないのを確認して、１／５０〜１／１５０の間でいくつか計算してみてから決めてる人もいました。

喰えないサン

>大きく変形させて剪断部材がないのを確認して、１／５０〜１／１５０の間でいくつか計算してみてから決めてる人もいました。

やはり保耐は、マジカル・ミステリー・ストラクチャーですね。。。

私は、ＢＵＳ−３のデフォルト値の、Ｓ１／２０、ＲＣ１／５０にしています。

日本ＥＲＩへ確認申請を出したら「保有耐力の算定で限界層間変形角を１／２０で計算されていますが、外壁の崩落に対する変形追従性を考慮して、参考に１／５０の算定結果をご提示をお願いします」と質疑がありました。

公共建築協会「建築構造設計基準及び同解説平成１６年版」ではＳ１／１００、ＲＣ・ＳＲＣ１／２００です。国交省関連などはこの値にしています。

すみません、上記の日本ＥＲＩは、ビューローベリタスジャパンの間違いでした。失礼しました。

>フィットネスセンターの設計をするのですが、
>エアロビクスの為の積載荷重および、
>重量挙げ等のトレーニング室の荷重はどのように考えたらよいのでしょうか？
>ご指導お願いいたします。
>施主が、ダンベルを落としても大丈夫なようにと言っているのですが。材料の問題の気がするのですが。

積載荷重は基本的に実況に応じてとなっていますが、実情は種々の荷重表を参考にしています。私の場合、体育館等は建設大臣官房営繕部の荷重表も参考に床用大梁用地震用それぞれ3500,3200,2100(N/m2)としています。
個人的には鉄骨系だと断面算定時に（部屋の大きさに依りますが）床や小梁は余裕を持たせていますが、地震荷重は過大ではないかと。バーベル等の衝撃は床が板張り、カーペット貼りでしょうから仕上げ材の問題で、構造としては気にするほど事ではないと思いますが。

>>フィットネスセンターの設計をするのですが、
>>エアロビクスの為の積載荷重および、
>>重量挙げ等のトレーニング室の荷重はどのように考えたらよいのでしょうか？
>>ご指導お願いいたします。
>>施主が、ダンベルを落としても大丈夫なようにと言っているのですが。材料の問題の気がするのですが。
>
>積載荷重は基本的に実況に応じてとなっていますが、実情は種々の荷重表を参考にしています。私の場合、体育館等は建設大臣官房営繕部の荷重表も参考に床用大梁用地震用それぞれ3500,3200,2100(N/m2)としています。
>個人的には鉄骨系だと断面算定時に（部屋の大きさに依りますが）床や小梁は余裕を持たせていますが、地震荷重は過大ではないかと。バーベル等の衝撃は床が板張り、カーペット貼りでしょうから仕上げ材の問題で、構造としては気にするほど事ではないと思いますが。

ありがとうございます。
建設大臣官房営繕部の荷重表に出ているのですね。
知りませんでした。
この荷重はエアロビクス等の共振なども考慮されているのでしょうか？荷重指針には、考慮するようにとあるのですが、そこまで自分が解析できるとは思えないので。
重量上げの場所などは、重量が重そうなので、実情に合わせようかと思います。
衝撃に関しては、やはり仕上げ材料の問題として、衝撃吸収のマットなどを推薦しようかと。。。

>この荷重はエアロビクス等の共振なども考慮されているのでしょうか？荷重指針には、考慮するようにとあるのですが、そこまで自分が解析できるとは思えないので。

この荷重そのものは、令にある集会室の類と同じなので、物品の平均重量30(kg/m2)、人の平均重量(180kg/m2)として、それぞれに集中係数若しくは衝撃係数を掛け合わせて算出されています、
床用 30X0+180X2=360 梁用 30X0+180X1.8=324->330 地震用 30+180=210 後はこれを今のＳＩ単位系に換算した結果です、共振については荷重ばかりではなく床の剛性が絡んでくるので荷重表には反映されていないと思います。共振については床や梁の固有振動数及び撓みから推定するしか手はないかと、機械基礎の本にこの辺りが載っていたような？、只、機械と違って人の動きに規則性がないだろうし、鉄骨系だったら余裕をヨリ持たせた方が良いかも。

北の荒海サン

>これが4月1日から確認に必要ありで
>２級事務所としては　廃業の危機に直面しています。
>１級の人を雇えばいいとのことですが

なかなか厳しいですね＞北海道地方

現実に無資格構造屋サンは多く存在すると思います
意匠屋の設計資格で申請するのでしょうから、
今まで通り、意匠屋さんの名前では問題有るので
しょうか？　構造設計者の資格規定は法には存在
しないですが、法令に無い事は強制出来ない！

２級や無資格者ではダメなんですか？
説明を読む限り、誰が設計したかを把握したいだけでは？
２級でも無資格でも正直に書けば良いと思いますが。

違うのかな？

申請する設計者が有資格者であれば、よいと思いますが、そんなことは、わかっているけど、・・・ということになっているんでしょうか。

２級や無資格がだめなら、新卒は雇えない。
どうやって技術者を育てていけばよいというのでしょうか。

確かに法的にはグレーゾーンですよ。
構造設計を設計業務と認識するのか、もしくは設計補助業務とするのか。
下請けの立場でしたら、法人、個人問わず一級建築士免許の有無を、これからは問われるのでしょうね。

１級建築士管理下の元であるかどうかがキーポイントと思います。１級建築士管理下であれば資格を問われる事はない。

設計図を書く行為は設計の一部ですが、ＣＡＤオペレーターが建築士である必要などありません。それは監督する建築士が別途いるからだと思います。

構造設計も法的にはこのｃａｄオペレーターと扱いが一緒になっているのではないかと思います。

下請けの立場でしたら、法人、個人問わず一級建築士免許の有無を、これからは問われるのでしょうね。


以前の「独善的」の議論にも通ずるところありますが、「メス」
が入った以上、競争や、淘汰は免れないんでしょう。

ただ、構造設計者自体、日本全体で足りてない印象があるのは私だけでしょうか。（当方大都市圏ですが・・）

一級のみではなく、構造士などの専門士の条件もこれから
付加されるのでは。

考えてみればやってることは全然違うのに
意匠構造設備で同じ免許っていうのもかえって不自然ですね。

・・・たまに小さな意匠設計もやってる当方・・・どうしよ（汗

東京都の構造設計概要書には、構造設計がべつな場合は
事務所名、設計者名、電話番号を書くようになっていましたよね。

>ただ、構造設計者自体、日本全体で足りてない印象があるのは私だけでしょうか。（当方大都市圏ですが・・）

不足。(ﾟoﾟ)
設計料の規準では、設計料の内２５％が構造設計料のはずなので・・・構造設計者不足ならば規準どおり貰えそうな気がする・・・

>一級のみではなく、構造士などの専門士の条件もこれから
>付加されるのでは。
>・・・たまに小さな意匠設計もやってる当方・・・どうしよ（汗

・・・たまに小さな構造設計もやってる当方・・・どうしよ（汗

計算書の設計者欄は、どっちの名前にしますかと確認してから記入（ほとんど意匠事務所名）を記入していました。
昨年末に問題が起きてから数人に問い合わせたら、自分の名前（構造事務所）＆捺印してると聞きました。
いまは、取りに来たときに、うちの名前にしておきましたが都合が悪かったら直してください・・と言って渡しています。まだ２物件しかない・・ですが。(^^；

で、通常はメールで送るので、捺印が出来ない。(^^；
スキャナーで読み込んで、表紙に貼り付けました。
表紙だけカラーで打ち出し、捺印の廻りを朱肉で少し汚して・・ＯＫ。(^^；
長文スマソ。

>設計料の規準では、設計料の内２５％が構造設計料のはずなので・・・構造設計者不足ならば規準どおり貰えそうな気がする・・・

＾＾；設計料自体（建設費）が下がってますから・・・意匠のボリュームは決まってますし・・。安売りはやめましょう。なんとかスパイラル、ユ○クロ。

これからも構造設計者になろうと意気込む人は希少。
確実に独立を思いとどまった知りあいが２〜３人。
いずれ老人構造設計者だらけ。＾＾；

計算間違いしないようにがんばりましょう。

>いずれ老人構造設計者だらけ。＾＾；
>>計算間違いしないようにがんばりましょう。

ハ、ハイ(^^ゞ

皆さんありがとうございます
しょんぼりしていたので心にしみます・・

>２級や無資格者ではダメなんですか？
>説明を読む限り、誰が設計したかを把握したいだけでは？
>２級でも無資格でも正直に書けば良いと思いますが。
>違うのかな？

実は役所に呼ばれたのです。
法令には違反していないとのことです。
でも法律が変わるとそうはいかなくなるとのこと
地元の役所は情のある対応ですが
道や建設省は　無資格者が失業しても気にならない
でしょうしね・・・
この調書は関わった者すべてを書くそうです。
「構造設計を行った者」が１級であれば問題にならない
当方２級なので　違反でなくても
　　あとで問題になったら困る　　ようです・・・　　
その下の担当者欄は何人でも書くそうです。
ちなみに構造計算の必要のない木造も確認申請するもの
すべてに必要だそうです。

建設省も同じような調書にすると大変です・・・

今まではあってもなくてもたいして関係ない資格だから気合いが入らなかったと思います。

こうなった以上がんばって１級とりましょう！
生活がかかってます。本気だせばなんとかなります。

これは、北海道に限ったことではないのですが
保険の問題があります。無資格者の計算した物件は・・・出ないかも。

2級なら、きっぱり、この仕事辞めましょう。
1級が取れないなら、あきらめがつくでしょう。
それが、この業界のためですよ。

>2級なら、きっぱり、この仕事辞めましょう。
>1級が取れないなら、あきらめがつくでしょう。
>それが、この業界のためですよ。

これが直接会っていえるのであればたいたもんですよ！！
崖っぷちなんだから　もうちっと
やさしくお願いたします。
なんたって「違法行為」をしていたわけではないのですから！

なんてね　廃業決定です！
腹をすえて少し落ちついて勉強が出来そうです。

今回の調書で一番問題なのは　施主さんの目に触れることでした。情のある意匠事務所も　施主さんにはかなわない。
北海道ではマスコミの報道で「２級と無資格」は悪となって
いますので　施主さんの理解を得ることは不可能と思い
今まで信用して使ってくれた人に迷惑がかかるので
まあ　収入がなくなるので　自動的に廃業です。

地元のほかの構造事務所は「やすい仕事はしない」方針の
ようなので　うちがやめると　構造設計の地位向上するかもね！

>腹をすえて少し落ちついて勉強が出来そうです。

一級を持ってる人は、北の荒海ｻﾝが仕事をしている時間に勉強したのだと思います。

>一級を持ってる人は、北の荒海ｻﾝが仕事をしている時間に勉強したのだと思います。

私は勤めていた時期に１年間ずっと午前中は仕事せず勉強してました。もちろんそれでは仕事が終わらないので、残業します。夜は残業代も稼げます（笑

残業１００時間超えを４ヶ月間連続無休で働いていた。
今はもう無理・・・。

>私は勤めていた時期に１年間ずっと午前中は仕事せず
>勉強してました。もちろんそれでは仕事が終わらないので、

私は丁度構造事務所に奉公したてに受験したですね
所長に頼んで３ヶ月ほど定時に帰らして貰ったです、
給料２万の時代です、家賃１万払ってました、どう
して生活出来ていたのでしょう（新婚だった）？？

皆さん　理解のある会社にいたんですね。
私は受験当時毎晩終電帰宅。
受験勉強はＡＭ２：００〜ＡＭ５：００、８：００起床

これが１ヶ月。辛かったけど、１ヶ月苦労すれば一生楽できる。と思ってました。

しかし、今でも楽ができず．．．ぅぅぅぅ（涙）

高校同級の父上様が祖業証明だけで無試験で一級を貰えたのだで、設計はさっぱりできないとおっしゃっていました。
Ｌｉｏｎｻﾝは試験でとったのですね。

>これが１ヶ月。辛かったけど、１ヶ月苦労すれば一生楽できる。と思ってました。

試験前に１週間休みを貰いました。
既に子供がいたので、近くの図書館へ・・・・高校生が一杯いたので気が散ったな。(^^ゞ
法規と構造以外の勉強をした。

２ＣＨにて。
看護師か薬剤師に嫁を貰わないと食ってけないから、設計の仕事は辞めなはれと書いてありました。

>しかし、今でも楽ができず．．．ぅぅぅぅ（涙）

１日わずか２〜３合の焼酎だけが楽しみです。
たまにはビール飲みたい・・・昨日は尿酸値を無視した。(^^ゞ

>これが１ヶ月。辛かったけど、１ヶ月苦労すれば一生楽できる。と思ってました。

私は学科試験の半年前から昼休みに勉強（過去の出題問題集で）していました。また来年も勉強するのが厭なのでそれなりに勉強しました。会社の仕事は残業100時間／月の状態でした。なお残業代は30時間はカットだったと思います。製図試験では会社の先輩に問題を出してもらい、会社内で仕事が終わった後３人でそれぞれ図面を書いて翌日添削してもらいました（その頃は残業無しの期間）。その甲斐あって意匠・構造・設備の３人とも合格できました。辛く懐かしい思い出です。

喰えないサン

>Ｌｉｏｎｻﾝは試験でとったのですね。

おいおい、そんなに古くはないぞい(--;)
試験無しは多分登録番号１万代以下、、
わたしゃ６万代、各科目１年繰り越し
出来た最後の時代、勉強好きくないので、
一発勝負でやったですが・・・

1級建築士の試験勉強に休みが貰える会社幸せですね・・・?
日建の講習会もお金が無くて行けませんでした。
あの当時は、会社が終わるのは何時も夜中で最終電車で帰りました。勉強と言えば、過去10ヶ年の問題の暗記と、過去5年間の出題傾向を調べて、出てくる問題を種類分けをして山を張る位でしたか・・・・・?
構造と施工は置いといて、計画と法規に重点を置きました。
但し、法規は赤本で調べる事に苦戦、日ごろから開く機械が有りませんでしたので・・・・
でも、学校の試験じゃ無いですから100点を狙わなくても・・・・
合格ラインのチョット上を目標に勉強すると、結構楽に覚えられます。
一応は、一発合格いたしました。
日建の講習代が浮きました・・・・笑い
試験だからと言って気を張らないで頑張って下さい。
1級を取得しましたら、ぜひ、構造士の取得にチャレンジして下さい。まだまだ、恩恵を受ける事が出来ない資格認定ですが・・・

Lionｻﾝ
>おいおい、そんなに古くはないぞい(--;)

ありゃ、てっきりＲ・・・。失礼しました。

ある処の事務所ｻﾝ
>日建の講習代が浮きました・・・・笑い

日建が無い頃だった。あったかな。？
あっても授業料がないので行けなかった。

>1級を取得しましたら、ぜひ、構造士の取得にチャレンジして下さい。まだまだ、恩恵を受ける事が出来ない資格認定ですが・・・

建築設計以外の仕事を模索酎・・・が、他に何も出来ない。
構造士は１級なしで受験出来てJSCA正会員になれるのでは。

>構造士は１級なしで受験出来てJSCA正会員になれるのでは。

１級取って４年くらい経たないとだめみたい。

１級とって四半世紀、５０の手習いで考え中・・・気力なし

>１級とって四半世紀、５０の手習いで考え中・・・気力なし

受験資格不用だと思っていました。構造士は１級の上の資格なんですね。

建築士会、事務所協会、構造事務所協会、＊＊（副業）協会、土建組合、商工会、飲み会（複数）の年会費が５月に集中。資金捻出に四苦八苦酎。
ＲＣ、ＬＣ、ＪＣ等に入ってる人もいるが、一人事務所ではとても入れぬ。

>鉄筋量を相当増さないとクリヤしません、告示の数値を
>採用することは出来ないのでしょうか　

当然告示が優先でしょう、学会やセンター指針は参考書に
過ぎないです。

ＲＣ規準１９９９年版と、告示では付着に対する考え方が異なりますので、
「許容付着応力度」と同じ名が付いていても、中身は別のもののはずです。

コンクリートの「許容せん断応力度」も

ＲＣ規準では、短期＝長期Ｘ1.5倍で、
令、告示では、短期＝長期×2.0倍ですね。

とりあえず、これまではずっとＲＣ基準で検討してますけど。

>コンクリートの「許容せん断応力度」も
>
>ＲＣ規準では、短期＝長期Ｘ1.5倍で、
>令、告示では、短期＝長期×2.0倍ですね。
>
>とりあえず、これまではずっとＲＣ基準で検討してますけど。

私も、基準法、同施行令またはＲＣ規準の厳しい方で検討していますね、昔、法の方で逃げた時に、先輩から「お前さん、計算書の頭で、法並びに規準に従って計算すると銘記しているやんけ！」と、どやされたことがありますが。

>「許容付着応力度」と同じ名が付いていても、中身は別のもののはずです。

１９９９からですね。別の名前にしてほしかった＾＾；

他にもあるよ−−−

SD345 長期引張許容応力度　告示215 学会220
SD295 196 200

さぁ　みんなも探してみよう！！

主筋強度は、本質は同じなので検討法も同じ。
付着は、本質が違うので数値が違う。告示の数値を使うならその数値に沿った検討法で採用。
剪断は、本質が違うか否か？・・・どちらでしょう。わかりません。


付着に関して文章訂正
ＲＣ規準１９９９年版と告示では、付着に対する考え方が異なりますので、「許容付着応力度」と同じ名が付いていても、中身は別のもので検討式も違うはずです。

>昔、法の方で逃げた時に、先輩から「お前さん、計算書の頭で、
>法並びに規準に従って計算すると銘記しているやんけ！」と、
>どやされたことがありますが。

だから最近は「学会規準及びセンター指針を参考とする」に
改めました、これで文句言わせません！

>他にもあるよ−−−
>
>SD345 長期引張許容応力度　告示215 学会220
>SD295 196 200
>
>さぁ　みんなも探してみよう！！


この辺はどうなんだろう。

ＲＣ規準はもちろん「コンクリート内の」鉄筋に特化してますよね。

ＲＣ部材の鉄筋の実験値では？
あくまでハイブリッド材料として。
単材ではほとんど使わないと思いますが、違っててもおかしくない？？？

以上仮定です。＾＾

>>昔、法の方で逃げた時に、先輩から「お前さん、計算書の頭で、
>>法並びに規準に従って計算すると銘記しているやんけ！」と、
>>どやされたことがありますが。
>
>だから最近は「学会規準及びセンター指針を参考とする」に
>改めました、これで文句言わせません！

なーるほど！（ポン）

ｔサン

>↑野菜生活さんのレスなのですが、ひび割れ幅の検討の
>仕方がわかりません。参考図書わかる方教えていただき
>たいのですが。

私は検討した経験は無いですが、１９９９年版学会
ＲＣ規準Ｐ．３５０〜に記載があります・・・

Lionさん
どうもありがとうございます。
梁せいの制約が厳しく、どうしても一次設計においてひび割れモーメントを満足することができなかったので、ひび割れ発生による剛性の低下がおきていないことの証明として、検討しようとおもいます。

変な質問ですみませんでした。



片持ちスラブは基端部はバーサポートが必要（RC標準図(2))

自分の事務所では片持ちスラブの基端部も鋼製スペーサーで
行う図面でずっとやっていました。（汗）

片持ちスラブの基端部鋼製スペーサー@1000(?)では相当
やばいですか？
D13がたわんでしまうのですか?
それなら一般スラブも同じだと思うのですが・・・

構造見習いサン

>片持ちスラブの基端部鋼製スペーサー@1000では相当
>やばいですか？
>D13がたわんでしまうのですか?
>それなら一般スラブも同じだと思うのですが・・・

片持部分はＲＣでもＳでも特別な注意が必要ですね、
根元が崩壊すると即、事故に繋がるからです、一般の
スラブだとクラックが入っても未だせりもちますが
片持は崩落します・・・

私は片持スラブはかぶり５ｃｍで計算かつかなり安全
側に配筋、主筋には必ずＤ１３以上を混ぜるようにし、
図面は、バーサポートを明記しています。

>>
>私は片持スラブはかぶり５ｃｍで計算かつかなり安全
>側に配筋、主筋には必ずＤ１３以上を混ぜるようにし、
>図面は、バーサポートを明記しています。
>
ありがとうございます。
これからの物件はバーサポートと明記しますが、
今まで鋼製スペーサーとしていた物件は・・・

鋼製スペーサー@1000程度で受筋D13ではやっぱり施工時
に沈んでしまうのでしょうか?

>鋼製スペーサー@1000程度で受筋D13ではやっぱり施工時
>に沈んでしまうのでしょうか?

上記のものでも，それほど沈みません．D16を流している現場もあります．図面はバースペーサーと明記されていますが・・・．
（社内検査時）
鋼製スペーサーとバースペーサーでは，全然単価が違うようです．

>>鋼製スペーサー@1000程度で受筋D13ではやっぱり施工時
>>に沈んでしまうのでしょうか?
>
>上記のものでも，それほど沈みません．

ありがとうございました。
今後は片持ちスラブはバースペーサーと明記します。

喰えないサン

>自分の設計物件なら、それぐらい斜線で消しといてと審査
>担当氏に言えるのだが、孫請け仕事・・・しこしこっ・・
>再計算、１ページだけＰＤＦメール送信。

計算経験のない審査官には勝てませんなぁ、ＷＲＣで
風で決まる建物はどんなんやねん？ 壁圧t=1cm 高さ
１０ｍ、スラブ無し・・・(^^ゞ

>WRCで風圧力．．．

最近、性能評価でＲＣなのに風圧計算付けたりしてます。
速度圧を割り増しして（それでも地震力のほうがぜんぜん大きいけど）

今確かめてみたらSS2のデフォルトは３０m/sです・・・

>WRCで風圧力．．．
>
>普通は風では決まらないのにね。審査する側も考えろっつうの。
>

審査する側も仕事をした足跡を残さなければなりません。そうかといってあんまり細かく見る時間もないし、質疑が多いと設計者の反感をかってその対応に手間が掛かってしまいます。
審査側、設計者側共、お互いにあまり負担がなくて確認業務を終えることができる質疑事項としては手ごろですね。

>審査する側も仕事をした足跡を残さなければなりません。そうかといってあんまり細かく見る時間もないし、質疑が多いと設計者の反感をかってその対応に手間が掛かってしまいます。
>審査側、設計者側共、お互いにあまり負担がなくて確認業務を終えることができる質疑事項としては手ごろですね

これって案外、確認機関の間で裏構造チェックリストが出回っているのではないでしょうか。急に構造技術者を大量採用することも出来ず、（そんな噂も聞かない。）かといって「私の所では構造を審査することは出来ません、他へどうぞ、但し、申請料金はお返しできません、あしからず」とも云えない、で裏チェックリストで勘所を指摘したつもりで構造も分かるぞ！なめるなよ」と大見得を切る。これが、案外真相だったりして。（まさかソフトメーカーが提供してないだろうな。）

>で裏チェックリストで勘所を指摘したつもりで構造も分かるぞ！なめるなよ」と大見得を切る。これが、案外真相だったりして。（まさかソフトメーカーが提供してないだろうな。）

職員研修にソフト屋さんがきていたらしい。

>審査する側も仕事をした足跡を残さなければなりません。そうかといってあんまり細かく見る時間もないし、質疑が多いと設計者の反感をかってその対応に手間が掛かってしまいます。
>審査側、設計者側共、お互いにあまり負担がなくて確認業務を終えることができる質疑事項としては手ごろですね。

とかげのしっぽさん

なるほど！！これは我々にも使えるテクですね。
大勢に影響のない所でワザとミス若しくは不検討。（しかも目立つように）
審査側は何かケチつけたいので鬼の首取った状態で指摘。
我々は”すみませ〜〜ん”と心の中でベロ出して訂正。
両者ともヤッタ！状態

この戦法、頂きます

>なるほど！！これは我々にも使えるテクですね。
>大勢に影響のない所でワザとミス若しくは不検討。（しかも目立つように）
>審査側は何かケチつけたいので鬼の首取った状態で指摘。
>我々は”すみませ〜〜ん”と心の中でベロ出して訂正。
>両者ともヤッタ！状態
>
>この戦法、頂きます

私はこの戦法をずっと前から使ってました。
意匠設計の場合には特に有効です。
わざと指摘されそうなヶ所を作っておく、いわゆる工事でいう「ダメ」ですね。結構スムーズに通ることもあります。

>私はこの戦法をずっと前から使ってました。

私は性格上、嫌ですね＞引っかけ戦法
目下はとことん説得（半分脅しかも？）で
対応しています。。。

>目下はとことん説得（半分脅しかも？）で
>対応しています。。。

説得する技術力が・・・。
勉強します(^^);

>私はこの戦法をずっと前から使ってました。
>意匠設計の場合には特に有効です。
>わざと指摘されそうなヶ所を作っておく、いわゆる工事でいう「ダメ」ですね。結構スムーズに通ることもあります。

税務対策でも・・・・(^^；

>税務対策でも・・・・(^^；

え！(@_@)
税務対策が必要なんですか？

そうですよね。
食えないさん程の人なら、食え過ぎて税金対策が必要になりますよね。ハンドルそのままだと思っていた私があさはかでした。
失礼いたしやした。

>え！(@_@)
>税務対策が必要なんですか？

消費税だけでも大変です。簡易課税は選べないので、経理の複雑だし・・・
税率が１０％になったら１０００万円近くになって、一人ではとても払えない・・・・・と、書いてみた。我が家ではｴｲﾌﾟﾘﾙﾌｰﾙには嘘をついてはいけないのだ。

屋号を喰えないラーメン屋にしたころ、子供達が白いご飯を食べたい、正月には餅という物を食べてみたいと・・・。(;_;)(;_;)

>消費税だけでも大変です。簡易課税は選べないので、経理の複雑だし・・・
>税率が１０％になったら１０００万円近くになって、一人ではとても払えない・・・・・と、書いてみた。我が家ではｴｲﾌﾟﾘﾙﾌｰﾙには嘘をついてはいけないのだ。
>
>屋号を喰えないラーメン屋にしたころ、子供達が白いご飯を食べたい、正月には餅という物を食べてみたいと・・・。(;_;)(;_;)


いまさら言い訳をしても遅いですよ。
自嘲気味に装っても、つい本音というか実情がポロリと出てしまうところがおもしろい。
よー　大金持ち。

>よー　大金持ち。

改名しましょう、該当者ｻﾝ＞”食い過ぎて飲み過ぎのラーメン屋”

>改名しましょう、該当者ｻﾝ＞”食い過ぎて飲み過ぎのラーメン屋”

良いかも知れない！！
ついでに私も・・・。何かいい名前ありませんか？？？

>ついでに私も・・・。何かいい名前ありませんか？？？

姉歯氏みたいにベンツはないし・・・国産車に１２年のってる。
食えないラーメン屋→→赤貧ラーメン屋に進化。
飲み過ぎと言っても、家で飲むのはせいぜい６本／月ぐらいだし・・・。
雑談スマソ＞＞大家サン

>私の付き合っている建設会社、設計事務所から(まあまあの規模)これから発注する物件の構造設計者は、JSCA認定の建築構造士を取得していないと仕事を出さないとのメールが入りました。

『仕事を出さない』とは悲しい事です。
構造設計者は下請けという考えを持っている人が未だに多いのが悲しい現実なんでしょうか？
私は構造設計を下請けだと思っている事務所とは付き合っていません。
協力事務所として対等に話が出来る立場で無いと良い仕事は出来ません。
アネハ事件の原因の一端は、構造設計を下請けだと考えている設計事務所にもあると思います。

国交省は、全国270の特定行政庁に保存されているマンション等の建築計画概要書を基に合計約500件を抽出し、構造計算書の再計算を行うようですが、構造計算方法によってQu/Qunは、変わってくると思います。基準法上は、節点振り分けも可能と思われますが当然値は変わると思われます。
外力分布にしても、Ai分布又必要保有耐力分布等で変わります。
何をベースにチェックされるかによっては、犯罪者扱いされる可能性もあります。再計算方法について全国の構造設計者に問い、納得のいく方法で行ってほしいものです。

>何をベースにチェックされるかによっては、犯罪者扱い
>される可能性もあります。再計算方法について全国の
>構造設計者に問い、納得のいく方法で行ってほしいものです。

問われても多分答えは出ないです、大体からして
Ｑｕ／Ｑｕｎで判定するのがおかしいのですから、

少し剪断筋変わればＦＤランクになってたちまち
ＤＳ値が倍近くになったり、保有はマジックそのもの。。。

>問われても多分答えは出ないです、大体からして
>Ｑｕ／Ｑｕｎで判定するのがおかしいのですから、
>
>少し剪断筋変わればＦＤランクになってたちまち
>ＤＳ値が倍近くになったり、保有はマジックそのもの。。。
>

こうなったら、保有耐力計算なんかやめてしまって、１次設計１本やりに戻した方がいいんじゃないですかね−、但し、ベースシアーは建物の剛性や靭性を考慮して0.25~0.55をとるとか。
１次設計でも今、腰、垂れ、袖壁が付く長方形断面は成が等しく断面積が等価な長方形断面というのを許容しています、あれっ、１次設計ではひびわれを許容しないんじゃなかったっけ、しかも、この剛性に基ずく応力で長方形断面で断面算定をする、整合性皆無。
１次も２次も立体解析、でも偏心率というのが濡れ落ち葉みたいにまとわり付く。
研究者もコンクリート強度によってヤング係数を使い分けるみたいなことをせずにもっと実務者が歓迎するようなことを研究して欲しいです。

ドキュワークス上で文字のコピー出来ます。

私はBUSですが、TEXT出力をEXCELで読み込み、別途解析させています。

今のところBUSは大丈夫ですが、いずれバイナリになるのかな？
偽装防止が目的でしょうが、やる奴はそんなコトしても無駄でしょうに。

バイナリ解析して対応するしか無さそうですね

>ドキュワークス上で文字のコピー出来ます。

　ありがとうございます、試してみます。

どれくらいの違いが出てるのでしょうか？

SAPはせん断変形を考慮してませんか？

>どれくらいの違いが出てるのでしょうか？
>
>SAPはせん断変形を考慮してませんか？

短辺方向の梁の中央部のモーメントが６割も違っています。
スラブの４辺固定の図表を用いても同様な結果になってしまいます。
手計算　10.02tf・m
４辺固定の図表　10.08tf・m
SAP2000 16.15tf・m
です。
SAPのせん断変形の考慮しない場合、どこを調整すればよろしいのでしょうか？
一応、変位はZ方向にしか出ていなく、
モーメントもZ方向にしか出ていません。

その違いはせん断変形どころじゃなさそうですね。

とりあえず、SAPがどうかわかりませんが、
せん断変形を無視するには有効せん断断面積を0にしてみれば
剛性マトリクス上は非考慮と同じになるので
Asとか、そんな値が入るところを0にしてみてはどうでしょうか？
（はずれたらスミマセン）

すみません、やっぱり間違ってました(^^ゞ
Asを0にすると、何も修理してない場合は0で割り算することになるから計算不能です。
しかし、普通は0→無視の処理をすると思います。
ちなみに私が使ってるMidas/genはそのようです。
無視されない場合は、めちゃくちゃ大きな数値にしてみるとか。。

>自分はスラブの応力算出と同じと考え、
>図表を用いてもよいのですが、中間点での変形が
>同じということを仮定し、wx、wyを求め、
>両端固定の式C=wl^2/12で算出しています。
>
手計算、そのものをここにアップされませんか、文章だけだと今一判りかねます。

１．交点を拘束しCMQを算出し拘束力を求める。

２．交点の撓みが等しいとして拘束力を解除してやり各々の分担率を出す、じゃなく分担荷重を出す。

３．この分担荷重にて新たにCMQを算出。

４．１と３を合成する、じゃなかったけ。

うろ覚えですみません。

>手計算、そのものをここにアップされませんか、
>文章だけだと今一判りかねます。

長らく手計算はやっていないですが、要は中央の
撓みを等しくする工夫をすれば良いですから、

ＸＹ両方の解析をして、撓み量を算出、でその差が
出るように中央の集中荷重を逆算して、梁に移行
させれば正解だったのでは？　うる覚えですが。。。

追記ですが、
ストラクチャー社のＨＰにフリーソフトの
格子梁解析が有りますので試して見られたら？
私は使った事が無いですが。。。

http://www.structure.jp/

>ＸＹ両方の解析をして、撓み量を算出、でその差が
>出るように中央の集中荷重を逆算して、梁に移行
>させれば正解だったのでは？　うる覚えですが。。。

揚げ足をとるようですが

>その差が出るように中央の集中荷重を逆算

><その差が出ないように中央の集中荷重を逆算

の間違いでは？

暇人サン

>揚げ足をとるようですが
>
>>その差が出るように中央の集中荷重を逆算
>
>><その差が出ないように中央の集中荷重を逆算
>
>の間違いでは？

書き方がまずかった(--;)、先ずは撓みの差を
計算、その差が出る集中荷重を算出、で交差
部分でその荷重を移行させる、最後には交差
部分の撓みが等しくなる、、、かな？

Lionさん

差し出がましいことを致しまして誠に申し訳御座いません。

でも、質問者の方、手計算の数式を載せて頂けませんね〜、私の復習も兼ねて是非アップして欲しいものですが。

Lionさんも多分、見たいんじゃないかな？

中央での変位が同じ。
B1の変位　δ1=P1xL1^3/48EI1
B2の変位　δ2=P2xL2^3/48EI2
δ1=δ2より P1,P2が求まるので、各々の応力を計算。

これで良いと思うけど．．．．どなたか訂正あったら御願い。

平面解析ソフトを使う場合は変位が同じ点をピンの部材で繋いで解析したっけ。

等分布荷重2tf/�uは両方の梁にかかっているのでしょうか？
12ｍスパンの梁だけで考えると中央モーメントは12tf・mですから、両方の梁に荷重がかかっているとすると手計算の答えは変ですね。
12ｍスパンの梁だけに荷重がかかっているのならSAPの答えが変だと思うのですが．．．

>手計算　10.02tf・m
>４辺固定の図表　10.08tf・m
>SAP2000 16.15tf・m

方法はいろいろあるでしょうが、私は短梁に下向きにかかる反力＝長梁に上向きにかかる反力を未知数Ｒとして、それぞれのたわみ式を連立方程式として解きます。

皆様方、ご返事大変感謝しております。
ありがとうございます。

未だ、SAP2000と手計算が一致しません。

もう一度問題からです。
格子梁の応力を求める。モーメントだけ算出します。
長辺方向は１８ｍ、短辺方向は１２ｍです。
中間に梁が交差します。
梁の断面は両方向共に400×800です。
梁に２tf/mの等分布荷重がかかります。
スラブは考慮しません。
自重も考慮しません。
支持条件は端部固定です。

僕の手計算によると、
まず、中央をピン支持とし、
各材端のモーメントを固定法より求めます。
材端モーメントC＝wl^2/12を用い
固定法より
解除計算？（収斂計算？）することなく以下のように算出できるはずです。
長辺方向の梁の材端モーメントは6.0tf・m
短辺方向の梁の材端モーメントは13.5tf・m
となります。

そして、各４本のはりのせん断力を足して、
中央部の反力を出します。
13.5+13.5+6.0+6.0=39.0tf

長辺方向と短辺方向の梁の負担荷重を求めます。
中央部では梁のたわみは等しいので、
δ=Ph^3/12EIを用い
P短×600^3=P長×900^3
P短+P長=39tf
以上より
P短=30.1tf
P長=8.9tf
となります。

そしてこの集中荷重から
各々の梁のモーメントを算出する。
固定端部ではC＝Pｌ/8を用い、
長辺梁の固定端部　20.02tf・m
短辺梁の固定端部　45.15tf・m

中央部もほぼ同じになります。

そして先ほど出したモーメントと足し合わせを行います。

上述の算出方法だとSAP2000と倍以上違うんですよね。
なんでですかね？

>中央での変位が同じ。
>B1の変位　δ1=P1xL1^3/48EI1
>B2の変位　δ2=P2xL2^3/48EI2
>δ1=δ2より P1,P2が求まるので、各々の応力を計算。

両端を固定と与条件にあるので PL^3/192EI では。

>平面解析ソフトを使う場合は変位が同じ点をピンの部材で繋いで解析したっけ。

そのまま剛で宜しいんじゃないですかね〜、ＸＹ両方ともピンにすると不安定、片一方をピンにすると格子梁ではなくなるような気が。

＞＞両端を固定と与条件にあるので PL^3/192EI では。

今回の場合、たわみの公式よりも材の長さが問題になると思います。

>長辺方向の梁の材端モーメントは6.0tf・m
>短辺方向の梁の材端モーメントは13.5tf・m
>となります。
>
>そして、各４本のはりのせん断力を足して、
>中央部の反力を出します。
>13.5+13.5+6.0+6.0=39.0tf

ここが既におかしいんでは。

>長辺方向と短辺方向の梁の負担荷重を求めます。
>中央部では梁のたわみは等しいので、
>δ=Ph^3/12EIを用い

何か、断面２次モーメントと撓みを混同されているような気が。

>P短×600^3=P長×900^3
>P短+P長=39tf
>以上より
>P短=30.1tf
>P長=8.9tf
>となります。
>
>そしてこの集中荷重から
>各々の梁のモーメントを算出する。
>固定端部ではC＝Pｌ/8を用い、
>長辺梁の固定端部　20.02tf・m
>短辺梁の固定端部　45.15tf・m
>
>中央部もほぼ同じになります。
>
>そして先ほど出したモーメントと足し合わせを行います。
>
>上述の算出方法だとSAP2000と倍以上違うんですよね。
>なんでですかね？
>

恥を覚悟で、これでどないでっか？

Lx=12/2=6(m),Ly=18/2=9(m),W=2(t/m),BD=40*80

1.Cx=2*6^2/12=6(tm),Mox=1.5*6=9(tm),Qox=2*6/2=6(t)

Cy=2*9^2/12=13.5(tm),Moy=1.5*13.5=20.25(tm),Qoy=2*9/2=9(t)

2.拘束力 F=6*2+9*2=30(t) 撓みが等しいとして δ=Px*Lx^3/192=Py*Ly^3/192 (断面が共通なのでEIを無視)

216Px=729Py Px=729Py/216=3.375Py Py=30/4.375=6.857(t) Px=30-6.857=23.143(t)

Px-> Cx'=23.143*12/8=Mx'=34.715(tm) Py->Cy'=6.857*18/8=My'=15.428(tm)

3.合成すると Cx=6+34.175=40.175(tm),Mx=34.715-3=31.175(tm),Qx=6+23.143/2=17.572(t)
Cy=13.5+15.428=28.928(tm),My=15.428-6.75=8.678(tm),Qy=9+6.857/2=12.429(t)

でも、電算の結果とも違うな〜、電算のinput　outputも見てみたいです。

フリーストラクチャーで解析結果。。。

１２ｍ　固定端40.7t・m 中央28.7
１８ｍ　 28.9 1.9

撓み 0.499cm 合ってるのか？？？

皆さんご苦労様です。

久々の登場で、脇からスミマセン。（変なおじさんです）

>格子梁の応力を求める。モーメントだけ算出します。
>長辺方向は１８ｍ、短辺方向は１２ｍです。
>中間に梁が交差します。

中間とは夫々の梁の中央部分と解して宜しいのでしょうか？

>梁の断面は両方向共に400×800です。
>梁に２tf/mの等分布荷重がかかります。
>スラブは考慮しません。
>自重も考慮しません。
>支持条件は端部固定です。

交点がどこであっても次の方法で解けるはずですが･･･

１．各梁の Ｍ１ と Ｍ２ を求める。（Ｍ２は交点に仮想荷重 Ｐ１ をかけた時の Ｍ）
２．仮想仕事式で解く。 δ＝１／Ｅ・Ｉ・∫Ｍ１・Ｍ２ dx
３．Ｍ２を求めた時の仮想荷重 Ｐ１＝１ ならばその点の変位が求まる。

これを今回の問題に応用すると

４．梁が２本あるので、夫々の梁で Ｍa1、Ｍa2、Ｍb1、Ｍb2 を求める。（交点に夫々 Ｐ１、Ｐ２を想定）
５．δa＝∫Ｍa1・Ｍa2 dx ＝ δb＝∫Ｍb1・Ｍb2 dx と置くと
６．Ｐ１とＰ２の関係が求まる。この時、Ｐ１、Ｐ２は実際に存在しない反力だから、Ｐ１＋Ｐ２＝０
７．６で求まったＰ１，Ｐ２に関する２つの式を連立で解けば夫々の梁にかかる不静定力？ Ｐ１、Ｐ２が求まる。
８．夫々の力を夫々の交点にかけて計算すれば全体が求まるはず（なんだけどなあ〜〜）

計算してませんが、短い梁が長い梁を支える形のＰ１（短い梁に下向き、長い梁には上向き）が出るような気がしますが･･･（あくまで感です）← 感で物言うな・・・そうします。

もぐらさん

>そのまま剛で宜しいんじゃないですかね〜、ＸＹ両方ともピンにすると不安定、片一方をピンにすると格子梁ではなくなるような気が。

間違えました、両端固定だから不安定にはなりませんです。失礼をしました。

↑ ↑ ↑
チンタラしてたら、皆さん色々レス上がっちゃってた。

キーボード打つの遅いと・・・

>フリーストラクチャーで解析結果。。。
>
>１２ｍ　固定端40.7t・m 中央28.7
>１８ｍ　 28.9 1.9
>
>撓み 0.499cm 合ってるのか？？？
>

これでどうでしょう
格子梁中央のたわみ＝w・L1^4/384EI＋R・L1^3/192EI
　　　　　　　　　＝w・L2^4/384EI−R・L2^3/192EI
これより
Ｒ＝192w(L2^4−L1^4)/384(L1^3＋L2^3)

ここでw＝2tf/m、L1＝12m、L2＝18m　とすると
Ｒ＝11.14tf

短梁の中央モーメント
Ｍc＝w・L1^2/24＋Ｒ・L1/8＝28.7 tf・m

>フリーストラクチャーで解析結果。。。
>１２ｍ　固定端40.7t・m 中央28.7
>１８ｍ　 28.9 1.9
>撓み 0.499cm 合ってるのか？？？

私もＳＴＡＮ３Ｄでやってみました。
たわみが若干違いますが応力はほぼドンピシャ
結果があまりに違うので不安です。
『Lion』サンは見方だ！

しかし、同じストラクチャーの格子梁の設計では

１２ｍ　固定端18.0t・m 中央18.0
１８ｍ　 8.0　 8.0

全く違う結果です。
（ただし、『格子梁の設計』では
床荷重を最小値で入力しています）

>今回の場合、たわみの公式よりも材の長さが問題になると思います。

お言葉ですが、曲げによる撓みの式を駆使しても、材長の変化は表現できないと思います、材長の変化も考慮したい、且つ手計算にてと言うのであれば剛性法か仮想仕事法に頼るしか手はないと思います、そうなると、正直私の手には負えません、ミンさんのアップされた計算内容を見ても材長を考慮されているようには見えませんが。

手計算→面倒なので（本当はできますよ？？？）

12ｍ梁 端部 Ｍ＝40.71 中央 Ｍ＝28.71
18ｍ梁 端部 Ｍ＝28.93 中央 Ｍ＝1.93

中央たわみ δ＝5.56 ← ミリです

こないでどうでっしゃろ

帰って、手計算やってみます。さ〜て 一杯だ〜〜アルコール・アルコール・・・

訂正（中央のモーメントと間違っていました）

1.Cx=2*6^2/12=6(tm),Mox=2*6=12(tm),Qox=2*6/2=6(t)

Cy=2*9^2/12=13.5(tm),Moy=2*13.5=27.0(tm),Qoy=2*9/2=9(t)

2.拘束力 F=6*2+9*2=30(t) 撓みが等しいとして δ=Px*Lx^3/192=Py*Ly^3/192 (断面が共通なのでEIを無視)

216Px=729Py Px=729Py/216=3.375Py Py=30/4.375=6.857(t) Px=30-6.857=23.143(t)

Px-> Cx'=23.143*12/8=Mx'=34.715(tm) Py-Cy'=6.857*18/8=My'=15.428(tm)

3.合成すると Cx=6+34.175=40.175(tm),Mx=34.715-6=28.175(tm),Qx=6+23.143/2=17.572(t)
Cy=13.5+15.428=28.928(tm),My=15.428-13.5=1.928(tm),Qy=9+6.857/2=12.429(t)

これだとかなり近くなりますね〜

>これでどうでしょう
>格子梁中央のたわみ＝w・L1^4/384EI＋R・L1^3/192EI
>　　　　　　　　　＝w・L2^4/384EI−R・L2^3/192EI
>これより
>Ｒ＝192w(L2^4−L1^4)/384(L1^3＋L2^3)
>
>ここでw＝2tf/m、L1＝12m、L2＝18m　とすると
>Ｒ＝11.14tf
>
>短梁の中央モーメント
>Ｍc＝w・L1^2/24＋Ｒ・L1/8＝28.7 tf・m

おお、toyochanさんが回答出してある、そうか等分布荷重依る付加撓みも考慮しないといけなかったな〜。多分これが精解でしょう、電算で解いても剪断変形、軸方向変形は小さいと思いますし。

もう結論は出てるようですが、

>もぐら　さん

平面解析ソフトでもこの場合は仮想部材は不要です。
x座標を
-9
0（交点）
9
-6
6

とした座標でNo2が交点となるだけで
解析したら同じ結果になります。

夕飯食って、覗いてみたら。。。。スゴイ

等分布荷重でしたね。。。。
仮想部材もいらないんですね。。。。

勉強になります。

皆さん、仕事もしましょうね。

>皆さん、仕事もしましょうね。

仕事しながら、掲示板見ていますよ、ＰＣ５台を
一人で使ってますんで、２台は常時ＯＮ。。。
そうそう今朝回収業者に２台引き取って貰った（有料）

昭和４６年以前のＲＣ規準には「剛比が５割くらい変わっても、それなりに考慮すれば、応力解析からやり直しをしなくても良い・・・」と書いてあったので、それなりに考慮すれば良いと上司に言われ、古い規準を探してその部分を見つけました。しかし偏心率、剛性率等をそれなりに考慮し、役所の審査係を説き伏せるのは、難しかったので、最初からやり直しをしました。当時（ｓ４６以前）の規準は、腰壁、垂れ壁、等があいまいだったので、こんなことで、良かったのだと思います。
現行規準の元では、再計算だと思います。

>仮定断面→応力計算→必要鉄筋量→配筋・断面修正→検定OK
>という流れで考えていますが、
>「配筋・断面修正」した後の決定断面で応力計算をやり直す必要はないのでしょうか？

昔の手計算時代、ＲＣ規準に剛性が1.5倍以下の変化なら応力計算をやり直さなくて良い、と記載があったような記憶が、最新版は('99)はもとより('91)さえ開いたことがないので解りません。もし、一貫プロを使用されているので有ればやり直してもたいした労力ではないのでやり直すべきと思います。昔、別のことで建築技術の読者コーナーに質問をしました、回答者に木村俊彦先生が登場され、構造の一大原則「補強して弱くなることはない。」と有りました。でも今は、構造の一大原則「補強すると相対的に周りが弱くなるので建物全体として強くなっているとは限らない。」だと私は思います。試しにされたら他の部材にNGが出るかも知れませんよ。別スレでも私の設計変更を載せていますが、１Ｆ床荷重総て撤去、地中梁も自重は無視。INPUTからOUTPUT迄10分程度で計算終了しました。

>昭和４６年以前のＲＣ規準には「剛比が５割くらい変わっても、それなりに考慮すれば、応力解析からやり直しをしなくても良い・・・」と書いてあったので、それなりに考慮すれば良いと上司に言われ、古い規準を探してその部分を見つけました。しかし偏心率、剛性率等をそれなりに考慮し、役所の審査係を説き伏せるのは、難しかったので、最初からやり直しをしました。当時（ｓ４６以前）の規準は、腰壁、垂れ壁、等があいまいだったので、こんなことで、良かったのだと思います。
>現行規準の元では、再計算だと思います。

おお！まさにこの当時だ。質問も２次壁が付く場合、どう柱梁を計算するかでした、S46以前と云うよりもS46以後で（十勝沖地震をふまえて、それ以前の雑壁の有無にかかわらず、単純なラ−メンと計算していたものが、雑壁を考慮して剛性計算しなさい）に変わった。ついでに設計用剪断力が割増になり、短期の許容剪断応力度が下げられた。で未だこの当時は手計算が主流でやむを得ない措置だったと思います、２次壁があいまいなのは当時も今も大して変わっていないと思います。

>>現行規準の元では、再計算だと思います。
>２次壁があいまいなのは当時も今も大して変わっていないと思います。
ＰＳの関係で雑壁の変更。完了検査時に再計算。計算書３００枚の差し替え。
部分（偏心率）差し替えをすると、偽装と言われかねない。(;_;)

>ＰＳの関係で雑壁の変更。完了検査時に再計算。計算書３００枚の差し替え。
>部分（偏心率）差し替えをすると、偽装と言われかねない。(;_;)

雑壁というのは、昔から私の頭を悩まし続けています。ＢＵＳ−３等の一貫プロも雑壁考慮若しくは無視あるいはどちらか不利な方でとなっていますが、考慮するにしても高層の場合ＥＶシャフトや屋外階段等をどうするのか？、何故ならひょろっとしていて耐力は期待できないからです、耐力を期待しないなら無視？ウーン。建物内部にあるあちらこちらの雑壁これは？ウーン。こうなれば雑壁考慮も耐力に期待するあるいは耐力を期待しないに分けなければ。腰、垂れ、袖壁付の長方形断面、剛性を考慮しても断面算定が何だかな〜。電算で計算する時も長方形断面の片側に壁が付く時、重心位置がどちらにあるかで剪断断面係数ｋががらりと変わる。かといって部材長に較べ部材成が大きい時は剪断による変形も無視できない。別のスレで保有耐力の計算はマジックだ、と有りますが１次設計のコンクリート系も有る意味でマジックだ、と思っております。

皆様、回答ありがとうございます。
決定断面を使用して再応力計算から検討するようにします。

他のスレにも勉強になることがたくさん書かれているようですので、
今後ともよろしくお願いします。

>皆様、回答ありがとうございます。
>決定断面を使用して再応力計算から検討するようにします。
>
>他のスレにも勉強になることがたくさん書かれているようですので、
>今後ともよろしくお願いします。

構造設計初心者さん、”初心忘るるべからず”です、貴方が経験何年目かわかりませんが、私みたいにスレないようにして下さい。
私は２年目にして先輩から「もう手抜きを覚えたんか！！」と、どやされました。（笑）怒られたことは今でも覚えているのですが、何の計算でだったかは？です。あの先輩も既に鬼籍に。（合掌）