>構造初心者です。
>大梁に小梁を剛接合する場合は、どのような場合でしょうか？
>ご指導願います。
>よろしくお願いいたします

利点を考えてみてください。それが答えです
（両端固定と両端ピンの応力算定式、たわみ算定式をジーと見てみてください。）

>構造初心者です。
>大梁に小梁を剛接合する場合は、どのような場合でしょうか？
>ご指導願います。
>よろしくお願いいたします

利点を考えてみてください。それが答えです
（両端固定と両端ピンの応力算定式、たわみ算定式をジーと見てみてください。）

ca さん

>大梁に小梁を剛接合する場合は、どのような場合でしょうか？

多いケースは、片持梁が柱に取り付かず、大梁に接合の
場合、天秤状態の小梁を設けます、この場合の仕口は剛接と
せざるを得ない。　

一般の小梁でも連続梁とすれば撓みが減りますが、スプライス
ＰＬの重量が増えるのであまりやらないです。。。

>一般の小梁でも連続梁とすれば撓みが減りますが、スプライス
>ＰＬの重量が増えるのであまりやらないです。。。

連続小梁端部が取り付く大梁に捻りが生じて、捻りの計算（難しくて出来ない）をしないといけないので全くやりません。

喰えないﾗｰﾒﾝ屋さん

>連続小梁端部が取り付く大梁に捻りが生じて、捻りの計算（難しくて出来ない）をしないといけないので全くやりません。

捻りは発生しないと考えても良いのでは？。トラス梁の小梁も一種の連梁ですから。

積載の大きな倉庫で、連梁にしてサイズを落として欲しいと依頼を受けた事がありますが、積載の偏在を考慮すると、思った程落ちなかった事がありました。

>捻りは発生しないと考えても良いのでは？。トラス梁の小梁も一種の連梁ですから。

捻りが発生しないなら、連続端部はﾋﾟﾝで・・・
ラーメン屋なのでトラスは？です。

>積載の大きな倉庫で、連梁にしてサイズを落として欲しいと依頼を受けた事がありますが、積載の偏在を考慮すると、思った程落ちなかった事がありました。

クレーンガーダーに使えそうと閃きましたが、ＰＬやボルトが邪魔になりますね。(^^；

スパンを飛ばさなければいけない建物で、たわみを抑えるために剛接で格子梁にしたことがあります。効果はあったようで、デッキ上のコンクリートにもひび割れは少ないようです。

施工者からは、面倒がられて施工図ではわざわざ「ピン」として直してありました(^_^;)

ピンにするか、剛にするかは、メリットよりも構造的な「配慮」「勘」「安全率」「クレーム対応」といった要素が多いです、私の場合。
剛で構造計画する意味が、うまく施工者や建築主まで伝わらないと
「不経済設計」と思われるかもしれないですね。

>>一般の小梁でも連続梁とすれば撓みが減りますが、スプライス
>>ＰＬの重量が増えるのであまりやらないです。。。
>
>連続小梁端部が取り付く大梁に捻りが生じて、捻りの計算（難しくて出来ない）をしないといけないので全くやりません。

完全なピン接合で無い限り、捻りは発生している、と思います。剛接仕口の加工・製作は手間と時間が掛かります。
剛接にして梁断面を落とすよりは、計算上ピン接にしての梁断面の方が、鉄骨屋は喜びます（と思います）。

>がありますが、露出柱脚・根巻き柱脚・埋込み柱脚　それぞれに適合すれば柱脚の構造計算は省略して良いわけですよね。

脇からですが・・・逆なのでは。？
構造計算が不要な建物の場合は・・・ﾃﾞﾊ。

　４年ぶり　さま

　ご指名ありがとうございます。

>『鉄骨造の柱の脚部を基礎に緊結する構造方法の基準を定める件』
>がありますが、露出柱脚・根巻き柱脚・埋込み柱脚　それぞれに適合すれば柱脚の構造計算は省略して良いわけですよね。

【回答】
　違います。平成12年建告第1456号は、令第66条をうけたもので、時刻歴応答解析により大臣認定を受ける場合又は限界耐力計算により安全が確認できる場合以外は、適合しなければならない技術的基準です。ただし、平成12年建告第1456号の前文にあるとおり、許容応力度計算により安全が確かめられた場合も適合しなくてよいです。
　よって、構造計算が必要な規模で許容応力度等計算によって安全を確かめる場合は、柱脚の許容応力計算も必ず行いますので、平成12建告第1456号の規定は適用しなくてよいことになります。
　構造計算の必要がない建築物では、平成12建告第1456号の規定に適合していれば柱脚の計算は不要ですが、平成12建告第1456号の規定に適合していなければ許容応力度計算が必要です。


>露出柱脚の場合はピン柱脚と半剛接柱脚のどちらで応力解析しても良いのでしょうか。又、設計ルートはどのルートでも良いのでしょうか。

【回答】
　ピン柱脚、半剛接柱脚等の応力解析のモデル化については、法令に規定はありません。ただし、「2001年版　建築物の構造関係技術基準解説書」p.489〜（旧の「建築物の構造規定1997年版」はp.302〜）による方法が一般的かと存じます。
　許容応力度等の設計ルートは、令第82条の2から令第82条の4の規定によって決定してください。このなかで、令82条の3により昭和55年建告第1791号第2第3号で、「（前略）柱の脚部の基礎と接合部がアンカーボルトの破断、基礎の破壊等によって、（中略）構造耐力上支障のある急激な耐力の低下を生ずるおそれのないことを確かめること。」とあり、ルート２のときの柱脚に対する規定がありますので、ご注意ください。

確認検査員A　さん

わかりやすく説明して頂きありがとうございます。
解釈を間違わずにすみました。
大変ありがとうございました。

>　違います。平成12年建告第1456号は、令第66条をうけたもので、時刻歴応答解析により大臣認定を受ける場合又は限界耐力計算により安全が確認できる場合以外は、適合しなければならない技術的基準です。

横からすみません。お教え下さい。
時刻歴応答解析により大臣認定を受ける場合又は限界耐力計算により安全が確認できる場合以外は・・・？。
許容応力度等の場合の適用外は告示に書かれていますが、関連が分かりません。
分かっても上記の計算方法はできなのですが・・・。

関連してお教え下さい。・・・関連していないかも。
独立基礎は告示に書かれていないので、独立基礎を採用する場合は沈下の計算（告示1347第2-二）をしなさいと指導する役所が有ります。（友人談）
柱脚と同様に、構造計算を行わない場合に告示1347の適用があると解釈しているのですが、如何でしょうか。

　喰えないﾗｰﾒﾝ屋　さま

>横からすみません。お教え下さい。
>時刻歴応答解析により大臣認定を受ける場合又は限界耐力計算により安全が確認できる場合以外は・・・？。
>許容応力度等の場合の適用外は告示に書かれていますが、関連が分かりません。
>分かっても上記の計算方法はできなのですが・・・。

【回答】
　平成12年建告第1456号の適用の要否はつぎのとおり。
　
　必要：構造計算が不要な建築物の場合
　　　 　許容応力度等計算による場合（ただし、許容応力度計算
　　　　 をしているので、実際は適用不要）
　不要：時刻歴応答解析により大臣認定を受けた場合
　　　 　限界耐力計算による場合

　ややこしいのは、許容応力度等計算の場合です。法体系上は告示適用しなければならないのですが、告示前文で許容応力度計算により告示適用を除外できることが明記されています。


>関連してお教え下さい。・・・関連していないかも。
>独立基礎は告示に書かれていないので、独立基礎を採用する場合は沈下の計算（告示1347第2-二）をしなさいと指導する役所が有ります。（友人談）
>柱脚と同様に、構造計算を行わない場合に告示1347の適用があると解釈しているのですが、如何でしょうか。

【回答】
　令第38条第3項からの平成12年建告第1347第1の規定も同様に、構造計算が不要な建築物及び許容応力度等計算による場合は、適用が必要です。しかし、令第38条第４項の規定からの平成12年建告第1347第2（第1号：許容応力度計算、第2号：沈下に対する検討）に適合すれば平成12年建告第1347第1の規定は適用が不要です。
　よって、構造計算が不要な建築物及び許容応力度等計算による場合で、独立基礎等告示第1に適合しないのであれば、本来ならば申請書に沈下に対する検討の添付が必要です。
　うるさい確認検査員には、『基礎底の接地圧が均等なため不動沈下は起こらず、よって建築物に又は建築物の部分に有害な損傷、変形及び沈下が生じない。』とコメントを書けば文句を言われないと思われます。




【回答】

確認検査院ｻﾏ
素早く詳細なご回答いただき有り難うございます。

>【回答】
>　よって、構造計算が不要な建築物及び許容応力度等計算による場合で、独立基礎等告示第1に適合しないのであれば、本来ならば申請書に沈下に対する検討の添付が必要です。
>　うるさい確認検査員には、『基礎底の接地圧が均等なため不動沈下は起こらず、よって建築物に又は建築物の部分に有害な損傷、変形及び沈下が生じない。』とコメントを書けば文句を言われないと思われます。

改正前の話では、木造独立基礎も構造計算を行えば可能と言うことでしたね。
ボーリングデータがないと沈下の計算は出来ません。→ボーリングするより構造計算をする方が安い。仕事が増えるｶﾓ。(^_^)
知り合いの構造屋ｻﾝは「近隣の類似建物を調査した結果沈下は起きてないので検討を省略した」と書いてるそうです。

　建築基準法での構造規定を整理します。
　
　・構造計算が不要な建築物は、構造方法�@、�B、�Cのうちいずれか
　・高さ60ｍ以下の建築物は、構造方法�A、�B、�Cのうちいずれか
　・高さ60ｍを超える建築物は、構造方法�C
　によらなければいけません。

　構造方法�@
　令第36条から令第80条の3までの規定（以下、「技術的基準」という。）に適合する方法

　構造方法�A
　技術的基準に適合し、かつ、許容応力度等計算によって安全性を確かめる方法

　構造方法�B
　技術的基準のうち令第36条第2項第2号に定める耐久性等関係規定（以下、単に「耐久性等関係規定」という。）に適合し、かつ、限界耐力計算によって安全性を確かめる方法

　構造方法�C
　技術的基準のうち耐久性等関係規定に適合し、かつ、時刻歴応答解析によって安全性を確かめ、大臣認定を受ける方法


　今回の柱脚や基礎の規定は、技術的基準に含まれていますので、構造方法�@及び�Aの場合、適用されることになります。

構造法規Ｑ＆Ａ集って本かいてください。

きっと売れます。

僕も買います。

>構造法規Ｑ＆Ａ集って本かいてください。
>
>きっと売れます。
>
>僕も買います。

的確で分かりやすいです。
私も買います。

>施工上問題がありますか？

「問題があるか？」と言われると・・・
難しい納めはやめましょう。
板継ぎはなるべく・・・と教わりましたが（むかーし）
基本的には、弱軸方向の梁材を柱WEBにぶつけて、上下をカバープレート（スチフナ兼用）で挟み込み・・・これが普通だと思っていますが？

>>施工上問題がありますか？
>
>「問題があるか？」と言われると・・・
>難しい納めはやめましょう。
>板継ぎはなるべく・・・と教わりましたが（むかーし）
>基本的には、弱軸方向の梁材を柱WEBにぶつけて、上下をカバープレート（スチフナ兼用）で挟み込み・・・これが普通だと思っていますが？

普通では無いような気が．．．
弱軸方向の梁材を柱webにぶつける（ここの溶接は突き合わせ？）
上下のカバ−プレ−トと梁フランジの溶接は？
直行方向梁レベルと合うのでしょうか？

スレ主さんの納まりが普通の気がします。

下っ端サン

>Ｈ鋼柱のフランジとウエブで囲まれた部分の梁フランジレベル
>に上PL-19、下PL-12の水平スチフナーを設けて、梁ウエブ
>位置にPL-9を設けそこに弱軸方向梁Ｈ-300*150*6.5*9を突合せ
>溶接（ウエブ隅肉）で取り付けようと考えているのですが、
>設計上あるいは施工上問題がありますか？

私も、フランジ材はそうするでしょうね、ウエブ材の隅肉は
板同士で上手く無いので、私ならウエブ材は柱ウエブまで
延ばして直接柱に隅肉にしたいです。

私もLionさんとほぼ同意見ですが、ウェブ材は下っ端さんの仰るように縦スチフナを設けます。
但し、板継ぎを隅肉溶接とするのは一般的に好ましくないので完全溶込にします。
梁ウェブ材を柱ウェブまで延ばしてもＯＫですが、柱断面が小さいと工作し難い場合もあろうかと思われるので。

余談ですが、柱弱軸両側に剛接梁が取り付く場合、フランジ用のPL（水平スチフナ）と柱ウェブの溶接は完全溶込とすべきなので要注意です。
（柱材を介して梁フランジの軸力伝達がなされるので）
これがけっこうファブさん泣かせです。。。

何も指定がない時にはmarcunさんと同じ仕様にしています。

その他、100以上のあきが有れば、直付けでﾌﾗﾝｼﾞ同面でﾌﾟﾚｰﾄ溶接でも良いです。また、ブラッケト部分はﾌﾟﾚｰﾄで全て加工しても構わないと思います。
良し悪しは別として第２種兼業構造事務所さんの標準も海外物件では見たことがあります(標準図あり)。

全て標準図でありますので、客先によってその都度その仕様どおりにしています。メールアドレスでも教えて頂ければお送りしますが。

鉄骨なんか繋がっていたらなんとでもなるように思います･･･。

皆さん、有り難うございます。

参考になりました。

>全て標準図でありますので、客先によってその都度その仕様どおりにしています。メールアドレスでも教えて頂ければお送りしますが。

そういっていただけるとありがたい。
お言葉に甘えて、お願いいたします。

４年ぶりサン

>支点の解放などの入力でこの箇所に軸力の出力が無い様な
>処理は出来ないものなのでしょうか。宜しくお願いします。

立体解析ならば、Ｘ方向で支点解除です、ＦＫＶコードで
バネを０に入れます（支点を作りません）。

FKV/2,102,0,0

Lionさんの回答で解決です。
普通はそこの支点は解除しますね。
原設計が案分しているのなら、その案分後の軸力表を貰えば良いのでは？

Lion さん

>立体解析ならば、Ｘ方向で支点解除です、ＦＫＶコードで
>バネを０に入れます（支点を作りません）。
>
>FKV/2,102,0,0

支点解除できるんですよね。
このソフト（ＢＵＳ）では出来ないと構造設計事務所の人が言っていたので皆さんに聞いて見ました。
ありがとうございました。


もぐら 　さん

>原設計が案分しているのなら、その案分後の軸力表を貰えば良いのでは？
その通りですね。出力に気を取られていて案分後の軸力表を貰う事まで頭が回りませんでした。
ありがとうございました。

４年ぶりサン

>このソフト（ＢＵＳ）では出来ないと構造設計事務所の
>人が言っていたので皆さんに聞いて見ました。

多分、出来ない＝＞やり方が解らない、なのでしょう。

スパンの割合で分割しても結果は大きく違わないと
思います、簡単には割り振れば良いです。

>多分、出来ない＝＞やり方が解らない、なのでしょう。

(^^；　(^^；　BUSユーザーでは有りません。

　便乗質問ですみません

　喰えないﾗｰﾒﾝ屋　さん
＞(^^；　(^^；　BUSユーザーでは有りません。
　一貫の場合はSPT1の３項目目を「FREE」で良かったのでしょうか？

案分−スパン長に反比例

いや、ちょっと書いてみたかっただけ

>このソフト（ＢＵＳ）では出来ないと構造設計事務所の人が言っていたので皆さんに聞いて見ました。

支点解除ができない一連ソフトがあるのかな？
ずいぶんいい加減な構造事務所ですね！

いやいや、余計なお世話でした(^_^;)

>　便乗質問ですみません
>
>　喰えないﾗｰﾒﾝ屋　さん
>＞(^^；　(^^；　BUSユーザーでは有りません。
>　一貫の場合はSPT1の３項目目を「FREE」で良かったのでしょうか？

マスターに代わって、お答えします。
その通りです。
わかってて質問しているみたい。

>マスターに代わって、お答えします。
>その通りです。
>わかってて質問しているみたい。

(^^；　知らなかった・・・と言うか忘れていた。(^^；(^^；
時々しか計算しないので・・・と言い訳。(;_;)
道理で近頃、基礎が小さくなったような気がしていた・・・。

耐震物件で大きな袖壁＋短スパン境界梁の検討をするとときは、ソデ端部にダミーの節点を設けて節点重量を拾います。
袖壁側からの加力では確実？に短スパン梁が剪断破壊します。(^^；

＞喰えないﾗｰﾒﾝ屋(さん)の店員　さん
>マスターに代わって、お答えします。
>その通りです。
>わかってて質問しているみたい。
　どうもありがとうございます。これで気兼ねなしに入力できます。

初歩的な質問ですが、(ｱ)１２以外の厚さのコンパネが有るのでしょうか。

>初歩的な質問ですが、(ｱ)１２以外の厚さのコンパネが
>有るのでしょうか。

ホームセンターに１５ｍｍ売ってたけど・・・
３０ｍｍは知りません

剛床に厚みの規定は無いと思います（床倍率は
有りますが）、ただ根太レスだと１２ｍｍでは
撓んで無理なので２４ｍｍ〜を使う。。。

根太落とし込みなら１２ｍｍも剛床扱いでｓっよう。

>初歩的な質問ですが、(ｱ)１２以外の厚さのコンパネが有るのでしょうか。

木造の剛床の材はコンパネでなく、構造用合板にすべき。

耐久性能の差があるので、また接着剤の性能差等があるので。

>耐久性能の差があるので、また接着剤の性能差等があるので。

天婆〜さんのおっしゃる通り、床用合板を使うのが
正解でしょう、目下の木構造計算依頼では８０％
以上が根太レス構造（合板床）になって来ました。。。

悩める子豚 さん

>ＳＳ２を用いて計算していますが、ＳＳ２がＸ型には対応していますがＫ型ブレースに対応していないため、こまっております。

SS2でもKﾌﾞﾚｰｽ入力可能です。ユニオンのQ&Aにありますので、参照してみては。

>ＳＳ２がＸ型には対応していますがＫ型ブレースに対応していないため、こまっております。ＳＳ２を使って何とか計算できないものでしょうか？　

そのままでは対応はしていませんが、適切なモデル化という対応により処理できます。
一貫計算ソフトをそのまま使おうとするのは無理です。
一貫計算ソフトは適切なモデル化が必要です。
会員サポートのＱ＆Ａにモデル化の方法が書いてあります。
しかし、その回答が最良のモデル化かどうかは設計者の判断だと思います。
あくまで一例であり、設計者の判断によるモデルかも必要だと思います。

ユーザーではなく、Ｋ型ブレースの計算の経験も有りませんので、レスが付かなかったら参考に・・・。
その1、剛性を手計算。→Ｘブレース配置。→剛性の直接入力。→→応力計算。→Ｋブレース断面算定。
その２、スパン中央にダミーの通りを追加。→袈裟懸けブレース（ビルド一貫では可）配置。（ダミー柱が必要かも。）→そのまま一貫計算。
・・・の方法で計算出来るかも。

へびあし。
Ｋブレースは梁又はＧＰＬを介して隣のブレースに力が伝わりますので、とんがり部分にタテ剪断が生じます。
保有計算をする場合は、圧縮側ブレースの終局ザクツの検討も・・・。タテ方向変形の検討も。・・・自分では出来ない。

>ＳＳ２がＸ型には対応していますがＫ型ブレースに
>対応していないため、こまっております。

ソフトをＢＵＳ−３に買い換えましょう、Ｋ形、Ｖ形
／形、マンサード形もＯＫよ、＜＜冗談です(^^ゞ

剛性の等しいＸ形に置換でしょうね。。。

先輩方早速のアドバイスいろいろありがとうございました。
早速調べて実行してみます。
この場を借りて申し訳ございませんがもうひとつ質問させてください。
今設計している建物で、Ｋ型ブレースなんですが、実は２層床レベルが複雑で、床レベルごとに層を設けているため、ブレースが実際は１層分なのが、２層にまたがる壁・ブレースの配置ができないため、ダミーの梁を設けて２層にまたがって配置しています。
このため、ブレースの角度が小さくなっています。この場合の対処法はあるのでしょうか。
諸先輩方、アドバイスをよろしくお願いします。

無理やり一貫でやるには、喰えないさんの方法

剛性を手計算→各層等価ブレース配置→応力計算→ブレース断面算定

ただ、これでやってもなかなか上下ブレースの水平力は一致しないのが現実です。意味無いと言われそうですが、補正しないよりはまし程度に考えています。余程気になる場合は任意形の応力解析プロで水平力の分担は再確認していますが。

>このため、ブレースの角度が小さくなっています。この場合の対処法はあるのでしょうか。

Ｋ→Ｗ→ＷＷ

段違いは一貫計算では駄みーでしょうね。平面フレームで解くことになりそうです。

>今設計している建物で、Ｋ型ブレースなんですが、実は２層床レベルが複雑で、床レベルごとに層を設けているため、ブレースが実際は１層分なのが、２層にまたがる壁・ブレースの配置ができないため、ダミーの梁を設けて２層にまたがって配置しています。

ブレースの剛性をモデル化したとしても形状が合ってないと生じるハズの応力を見落としたりする可能性もあるので注意が必要でしょう。任意系ソフトで解析するのが近道かも。

Ｋブレースを上下に同じ形状に並べると床付でない梁に軸力が発生します。

Lionさん

前回の書き込みでもSS2を批判（じゃぁ、ＳＳ２は捨てましょう、ステテステテツーです（笑））されていましたが、
冗談でも、気分の悪い書き込みです。
あなたが使用されているBUSがこの掲示板で批判（馬鹿に）されたら、どんな気分になりますか？
表現を気をつけて書き込みしていただければ幸いです。

ラルフサン

>冗談でも、気分の悪い書き込みです。
>あなたが使用されているBUSがこの掲示板で批判（馬鹿に）
>されたら、どんな気分になりますか？
>表現を気をつけて書き込みしていただければ幸いです。

私が軽率でした、改めてお詫びいたしますm(__)m＞ＳＳユーザ
諸兄、以後書き込みには気をつけますんでお許し下さい。

しかし最近のユニオンシステム社の
なりふり構わぬやり方を
見ているとステテステテツーとも言いたくなりますよ。

連層のブレースでＫ、Ｘ、／など混在しているモデルでダミーの
層や通りがあってすべて剛性で補正しましたが、保有耐力時に同じモデルでないと駄目ということで苦労しました。
SS2では役不足です。
一次設計は剛性補正で計算して、二次設計はブレース耐力を手計算で集計して超簡単に保有耐力がおすすめです。

>一次設計は剛性補正で計算して、二次設計はブレース耐力を手計算で集計して超簡単に保有耐力がおすすめです。

質問者が増分解析を使おうとしているなら　二次設計時は耐力に加えてＫ型ブレースの剛性もモデル化したいのかな〜？？

なぁ〜んて　想像しちまいました　　

>一次設計は剛性補正で計算して、二次設計はブレース耐力を手計算で集計して超簡単に保有耐力がおすすめです。

上にも書きましたが、Ｋブレースは水平耐力に比べて縦剪断耐力が小さいのと、直角３角部分が回転することが有ります。一貫ソフトでは？です。鉄骨造は軽いので大きい部材のブレースは基礎浮き上がりで保有耐力が決まりそう・・・。

Ｋ型ブレースは難しいですね。
確認申請だすとこに行って質問する。
これが一番良いですね。
剛性補正はブレースの形状によって水平力が集まって
計算できなくなる場合もあるので工学的判断しましょう。

３０年ぐらい前にメーカさんから頂いた飼料が合ったような気がするのですが見あたりません。？
メーカーさんに問い合わせてみたら如何でしょうか。
ボックスカルバートと同じような計算だったと思います。計算途中で普通ラーメンになってしまった。

「中空スラブ設計要覧」鹿島出版会
という本があります。今、私の手元にありますが、
設計の参考例等があり、お役に立つと思いますよ。
（因みに定価￥３、６０５です）

以前探したことがあります。

栗本さんのカタログに「ボイドラーメンの略算と構造デザイン」として割と詳しく説明されています。

建築技術に実務上のことが何回か紹介されたことがあります。
また、Ｑ＆Ａにも詳しくかなり役立つ情報があったと思います。

※ところで、
ボイドラーメンはどの程度の剛性（変形角）を目標とするのが妥当なのでしょうか？
また、EV廻りの壁や階段壁のような連層独立耐震壁にも水平力を負担させることになると思われますが、剛性評価はどのようにされるのでしょうか？

>ボイドラーメンはどの程度の剛性（変形角）を目標とするのが妥当なのでしょうか？
>また、EV廻りの壁や階段壁のような連層独立耐震壁にも水平力を負担させることになると思われますが、剛性評価はどのようにされるのでしょうか？

>とかげのしっぽさん

ボイドではありませんが、だいぶ前、薄肉ＲＣラーメンをやったことがあります。（実現しませんでしたが・・・）ボイドの場合は置換剛性を用いればいいんじゃないでしょうか。

おっしゃるようにラーメンの剛性がかなり低いのでコア周りで変形を抑える計画にしたと思います。１／３００〜１／４００くらいだったかと。連層壁の各層の拘束も薄いので壁脚と基礎梁で頑張る逆Ｔのような片持ち壁となりました。

momo さん　こんにちは。

>おっしゃるようにラーメンの剛性がかなり低いのでコア周りで変形を抑える計画にしたと思います。１／３００〜１／４００くらいだったかと。連層壁の各層の拘束も薄いので壁脚と基礎梁で頑張る逆Ｔのような片持ち壁となりました。

よくわかりませんが、
ＲＣ造で地震時で１／３００〜１／４００の変形角だと、接合部のひび割れを考慮した剛性評価が必要になることはないのでしょうか？

>よくわかりませんが、
>ＲＣ造で地震時で１／３００〜１／４００の変形角だと、接合部のひび割れを考慮した剛性評価が必要になることはないのでしょうか？

ラーメンがぺらぺらなのでそれくらいになります。ひび割れは長期には気を使いましたが、そこまで細かくやりませんでした。
線材置換すれば接合部ですが、変形が接合部に集中するような形状ではないのではないでしょうか。イメージ的にラーメン全体が変形して吸収するような抵抗機構のような気がして・・・シェルでもやるのが良いんでしょうね。

壁を入れても足下しか効かなかったりで苦労した思い出があります。

いろいろな情報ありがとうございました。

ジャンカの大きさ等が不明なため，何とも言えませんが，
コンクリートを打設するか無収縮モルタルでいいかと思います．
ハツルだけハツって補修を行えばいいかと・・・．

先日，2G配筋検査をしたのですが，中柱において，全て梁をアンカー落としにしていて，全く1Cのフープ筋が見えませんでした・・・．コンクリートどうやって入れるのかな〜．バイブはいらないよな〜．と・・・．
そういうとき，皆さんは「組み直せ！」といいますか？それとも，「見なかったことに・・・」どちらを選択しますか？

columnさん　おはようございます。
おっしゃる通り、結局、ひどいジャンカに関しては、ハツッテ
からコンクリ−トかモルタルで補修ということになりますよね。
無収縮モルタルの強度については、結局のところ調合で強度を
確認するしか無いのでしょうね。耐震補強の無収縮モルタル圧入
工事を参考にします。　ありがとうございます。


>先日，2G配筋検査をしたのですが，中柱において，全て梁をアンカー落としにしていて，全く1Cのフープ筋が見えませんでした・・・．コンクリートどうやって入れるのかな〜．バイブはいらないよな〜．と・・・．
>そういうとき，皆さんは「組み直せ！」といいますか？それとも，「見なかったことに・・・」どちらを選択しますか？

う−ん、私なら現場で怒りますね。「こんなになるなら、何故
鉄筋組む前に、質疑を上げないのか！って」

最近は設計段階で、極力梁巾を揃えるとか、鉄筋を通せるように
しています。

　改修工事等に於いて、コンクリート躯体欠損箇所等の補修に使用した事がありました。
　・アクリル／エポキシ系特殊プライマー「EPﾌﾟﾗｲﾏｰ」
　　＋
　・急硬高強度無収縮既調合モルタル「ｼｮｳｸｲｯｸ」

　検討してみて下さい。

　大阪市では、『非木造・２階・２００�u』は構造図書省略でしたが、平成１８年６月１日確認申請提出分から、この取扱いがなくなったため、基準法どおりの取扱いとなりました。ご注意ください。

埼玉県は、2階建て500�u以下は構造計算書と構造図の添付義務なし。
うわさ話では、建物で紛争が起きた時の責任逃れとか。
審査で見ていない書類には責任が無いとか。
確認申請を出した設計者が責任を持ってチェックして置く様にと定めています。
悪徳業者の中には、構造計算しないで仮定断面で図面を書き施工する所も有るようです。

>埼玉県は、2階建て500�u以下は構造計算書と構造図の添付義務なし。

あ〜。バラしちゃいましたね〜。。
確かにSでもRCでもですね。一昔前は概要書なるものが有りましたが、それも要らんと返されました。
添付義務なしで計算書は余分な作業は減らしてます。チェックリスト等・・。気分的には楽です（本音）
時間が無い案件では非常に助かりますね。申請中に構造設計できますから。
中には「見積り出来る図面ちょうだい。スケッチでいいから」と言われて渡すと、その後音沙汰なし、、、現場できてる。なんて場合も・・・。無きにしあらず。
意匠やが監理までやる案件なら良い制度だと思いますね。

あるあるそんな意匠事務所、見積りの出来る仮定断面と略伏図だけをやたらと要求し、ボルトの数まで聞いてくるところ。見栄見栄で構造計算無しに建てています。それでいて設計料は頂いているみたいです。

そんな事務所への対策

1、仮定断面のサイズをわざと大きくする。
2、仮定断面のサイズを小さめにだす。(姉歯方式)
3、ある部分の部材断面を小さくする。(意匠の人ではわからない)
4、最後に実施設計を行わないので解らないと答える。

結果

仮定断面で出来たものには責任が有りませんので、何か問題が起きても此方には一切の責任無し。
また、問題が起こっても何にも言って来れません。
但し、ちゃんとしている事務所さんには、真面目に仮定断面を作りますよ。

>当方東北なんですが、宮城県は規模用途問わず計算書と構造図の
>代わりに概要書で可、仙台市は２階以下なら構造関係一切不要。
>新潟県も中越地震前は一定規模以下は概要書で可でした。
>　民間機関での扱いも、建築場所の自治体の扱いに準じて省略す
>るよう指導されてます。

　建築基準法施行細則なるものは、目を通す事も無いので解りませんでしたが、３年位前にＥＲ○からその存在を教えてもらいました。
　事件以来現在では、主事名で計算書(概要書)及び構造図の提出を求められるようになりました。
　改めて、ネットで検索したら細則にその様なことが書かれていました。
　ただ、計算書提出であれば概要書の提出は無しにしてほしいものですが、概要書作成も結構バカにならないし、概要書ソフトを購入するのも
馬鹿馬鹿しいし、何の為なのか解りません。
　紙の無駄遣いです。
　そう言えば、確認申請書も同じ事を繰り返し書いてますね。
　どうなっていることやら。
　

レスに出てくる概要書というのは、構造概要書のことですか？
特定の行政で求めている特別の書式によるものかと思っていたのです・・・構造概要書は法律の要件で提出させられているわけではないのですか。添付することが当たり前と思っていました。最近は民間でも役所でも全て添付するのが当然のようになっていますが、何か変ですよね、法律に則って執行しなければいけない側が法律を無視して要求してくるとは、日本は法治国家でなく放置国家なんですね・・・

>レスに出てくる概要書というのは、構造概要書のことですか？

埼玉は建築士会で出してる県独自のものがありました。

http://web.city.kawaguchi.saitama.jp/ka/web_p01.nsf/39f1c87d0d44690349256b000025811d/1d0889b6a54314ec49256cb0001efd6d?OpenDocument

↑↑↑これと同じものです。
この市はこの概要書で３階５００�u以下はOKです。
去年、鉄骨2階５００�u以下を民間に確認出したけど概要書
付けなかったな・・・。必要だったかな。確認下りてるからマイッか。

東京都指針の旧版は二次設計が必要なものは概要書を添付と書い
てあったような気がしますが、2001版は見当たらないな・・。

　姉歯氏が使用していた一連計算にもアドインソフトとして概要書作成
ソフトがありますよね、当然時間が無かった姉歯氏としては使用していたと思われますが、概要書(提出義務あれば)も当然一連とリンクしているわけだから、偽造していたという事でしょうか？。
　お金の無いケチな私は、そんな事とも知らず、計算毎にワープロにてせっせと転記して作成しておりました。
　でも、これって考えてみると意外に大切な事で、数字を追っていくと自ずとチェックも出来ますし、特に今回の件に限っては地震層剪断力の項で(Wi／A)の欄をみれば、直ぐに気づくと思うのですが(嘘で無ければね)・・・。
　何の為に添付させられているのか、審査員殿しっかりしてね。

いわゆる概要書については、今まで出した機関では添付を義務付けている所で独自の書式を定めている所が半分、残りは好きに書いて‥って感じでした。一々作るのも面倒なので、構造計算書その１＋基礎検討等で出していますが
ユニオンの概要書作成ソフトもあるのですが、意外と入力が面倒な割りに主事の受けが悪いので、「計算書その１」が出てから全然使ってないです。

難しいですね

私はいつも構造監理を御願いしますが、監理料の予算が無いという理由で断られる場合があります。

この場合は、現場での理由（杭心ずれ、基礎底確認等）は質問が来ても”監理は断られましたので。”と書いてFAX。
設計に関する質問には答えています。

構造監理を請けていないのなら建築主の要求でも”監理は請けていません”と言うしかないでしょう。
実際、知らないところで起きた話の責任は負えません。

我々の業界も契約書が必要な時期かもしれません

もぐらさん　早速のご返答ありがとうございます

>この場合は、現場での理由（杭心ずれ、基礎底確認等）は質問が来ても”監理は断られましたので。”と書いてFAX。

やはり申請以後はノータッチが身を守るすべと感じながらも、なかなか．．．
たまに「向学のために...」現場を「...見せてもらって」います。

そのうち仮に構造設計も構造監理も資格が必要ということになっても、「現場は見とくから、監理料まけて〜」責任は．．．
構造設計者の立場は．．．悲観的です。

>難しいですね
>
>私はいつも構造監理を御願いしますが、監理料の予算が無いという理由で断られる場合があります。

私共も、もぐらさんと同様のケ−スがほとんどですね(^^；

ただし最近は設計料を人工数で元請設計事務所に出すことが多いのでその中に工事監理費として事前に計上してお願いすることが多くなっています。(ただしあくまでも見積なので監理料については最低減かかった工数により清算しています)
そうすることによってほとんどの元請設計事務所での認識が変わり協議をさせて頂く機会も増えているしだいです。

KIMU さん　ありがとうございます

>そうすることによってほとんどの元請設計事務所での認識が変わり協議をさせて頂く機会も増えているしだいです。

構造監理に対する認識を変えてもらう必要があるということですね。しかし長年の慣習を変えるには．．．

それと監理料をいただく以上、スポット監理となる場合には責任範囲を明確にしておきたいですね。

KIMUさんのご意見と、もぐらさんの

>我々の業界も契約書が必要な時期かもしれません

をヒントにして、とりあえず監理に留まらず、構造設計方針や責任範囲等を明確にした業務内容書のようなものを作ってみようかと思います。
当方は田舎のためか、これまで信頼関係のみで仕事ができておりました。見積書も出さず、納品時に「これだけかかりました」と請求書を提出しても、「わかりました」という感じ。
もうそんな時代ではないのでしょうね。

お二人の貴重なご意見、ありがたく頂戴いたしました。

>そんな対応の中で、偶然問題点を発見してしまいました。それを建築主が問題視し「構造担当者」として呼び出しをくいました。

この件、結局意匠屋さんのミスが認められたので、対処方法を伝授して、その意匠屋さんには貸しを作っておきました。「次の設計料は上乗せしといてください．．．」ということで、多少構造監理への認識を新たにされたようです。信頼関係も維持できました。

ただ意匠屋さんも、もっと現場に時間をかけないと十分な監理ができないが、それに必要な監理料がいただけないことを嘆いておられました。建築主側にも構造監理の重要性をもっと認識してもらう必要性があると感じたしだいです。

>この場合は、現場での理由（杭心ずれ、基礎底確認等）は質問が来ても”監理は断られましたので。”と書いてFAX。
>設計に関する質問には答えています。

杭芯ずれは無いことはないので、当初の請求金額に私は含んでいます.

>杭芯ずれは無いことはないので、当初の請求金額に私は含んでいます.

わたしもこれは断りません。設計金額に含んでいるというより、手間もたいしたことないので監理業務とはおもってないというか。けっこうドンブリ・・・。

前に弁護士の先生に聞いた事が有ります。
工事監理契約を結ばない者には、工事についての指導権限また、責任も無しとの事です。
よって、設計者と工事監理者としての立場を分ける様にとの事でした。
要するに監理契約をしない者は、表立って話をするなと言う事です。
下手に口を挟むと責任がまわって来るとの話でした。
私は、工事監理を行わない物件については、原則ノータッチノーアドバイスです。
もしも聞かれたら原則論しか答えません。
昔、構造設計した物件で、知らない間に手抜き、違反工事が有りまして痛い目に有った為です。
最後は、役人に工事監理をしていないので何も解からないと答えて釈放をして貰いました・・・保釈金0円でした(笑い)
責任は全て意匠設計事務所と工事屋さんが取り、随分と高い設計料と工事料に為ったことの様でした。

>>杭芯ずれは無いことはないので、当初の請求金額に私は含んでいます.
>
>わたしもこれは断りません。設計金額に含んでいるというより、手間もたいしたことないので監理業務とはおもってないというか。けっこうドンブリ・・・。

誤解の無いように書きますが、この方法は意匠屋に構造監理は必要なんだと言うことを実感させる為ですからね。
杭心ズレは１００mmまでは設計にて対応していますよね。普通

　一般的には基礎を偏心させると地耐力的にもきつくなり、不経済となるのでは無いでしょうか？。

　架構形式（ブレースorラーメン）、スパン割りが判りませんが、柱脚に曲げが発生する場合は、独立基礎部分は支点を固定としないと解析出来ないかと思います。

　外周部は、腰壁を作る都合上、地中梁を廻す事になり、この部分の支点をピンとして柱脚の曲げを地中梁に負担させるとなると独立基礎部分の固定度が大きくなり、上部架構の水平力分担がおかしくなってしまいます。よって、独立基礎部分の適切な回転バネの設定が必要と思います。（結構、難しそう）

　逆に言えば地中梁が無い方向は曲げや浮き上がりが無いような架構形式にする方が良いと思います。

>　一般的には基礎を偏心させると地耐力的にもきつくなり、不経済となるのでは無いでしょうか？。

不経済というか、地中梁無し独立基礎を偏心させることは地耐力に余裕がないと不可能なのでは。？四苦八苦酎です。
何か良い方法があるのでしょうか。それとも柱脚長期モーメントに対して抵抗させるためでしょうか。

偏芯距離が0になる様に設計するのですから、宜しいのではないでしょうか。接地圧不均等よりも安全側であると思います。柱芯と基礎芯を合わせる設計は、別の意味で偏芯を意図的に発生させていると思います。

>基礎梁のない独立基礎を経済的にするために偏心基礎とすることはよくあることなのでしょうか？

私はいつも偏心基礎にしています。
バランス（図面を書いて見た目）上、L/6以内で偏心させます。
基礎の大きさが小さくなって経済的です。
施工で間違えないように基礎伏図にも寸法を書いてます。

>私はいつも偏心基礎にしています。
>バランス（図面を書いて見た目）上、L/6以内で偏心させます。
>基礎の大きさが小さくなって経済的です。
>施工で間違えないように基礎伏図にも寸法を書いてます。

私は偏心曲げは基礎梁で取らせるのが基本なので、基礎梁が付かない基礎は偏心させません。

質問ですが、外周部基礎で基礎梁が無い場合、偏心基礎にすると
長期は安全側になっても短期は両方向加力ですので、危険側になる場合も有ると思いますが、どのように処理なさっているのですか？
また基礎に曲げも取らせるのに何故基礎が小さくなるのか？

>質問ですが、外周部基礎で基礎梁が無い場合、偏心基礎にすると長期は安全側になっても短期は両方向加力ですので、危険側になる場合も有ると思いますが、どのように処理なさっているのですか？

もちろん、短期に於いても両方向加力での計算をしています。

>また基礎に曲げも取らせるのに何故基礎が小さくなるのか？

柱脚（基礎）の応力でｅ＝Ｍ／Ｎで偏心距離がでますが、基礎を偏心させることにより、その値が小さくなります。よってαの値が小さくなり、必要基礎面積Ａ＝αＮ／feが小さくなります。

サリ−さん

>もちろん、短期に於いても両方向加力での計算をしています。
>
e=M/Nにおいて偏心する方向へ基礎心を持って行くことは理解できます。
つまりe=e1-e2（e1=M/N e2=基礎心と柱心の偏心）と言うことだと思います。
しかし地震時にはe=e1+e2,e=e1-e2の２タイプがありますので、その両方で検討しているということでよろしいのですか？
長期が支配的なら問題無いですがほとんどが短期で決まるので、今まで偏心基礎には必ず基礎梁を付けていました＞私

もぐらさん

>つまりe=e1-e2（e1=M/N e2=基礎心と柱心の偏心）と言うことだと思います。
しかし地震時にはe=e1+e2,e=e1-e2の２タイプがありますので、その両方で検討しているということでよろしいのですか？

はい、そのようにしています。

>もちろん、短期に於いても両方向加力での計算をしています。

上に書いたように、長期モーメントに関しては有利になります。
長期を含まない短期モーメントでは不利になります。
長期軸力が大きいと不利になります。・・・以上は、多分・・。
長期軸力、短期（地震・風）軸力＋と−
上記芯ズレによるモーメント。
長期、短期モーメント。
積載物の偏在により想定したモーメントがない場合。
の組み合わせで決まります（推定）から、複雑すぎなのでパス・・。(^^；

むか〜し、偏芯させた杭基礎図面を見たような気がするのですが。対クレーン荷重だったかも。？

サリ−さん　ご回答ありがとうございました

食えないサン

>積載物の偏在により想定したモーメントがない場合。
>の組み合わせで決まります（推定）から、複雑すぎなのでパス・・。(^^；
同感です．．．．

>基礎梁のない独立基礎を経済的にするために偏心基礎とすることはよくあることなのでしょうか？

外側に偏心させると言うことでしょうか？
敷地に余裕がないとかで、内側にしか偏心させられないものしかあまりやったことがないので．．．

>敷地に余裕がないとかで、内側にしか偏心させられないものしかあまりやったことがないので．．．

私もそうですね。・・・。大スパンで付加軸力が少ない長期支配のフレームには効くかもしれませんね。ん？桁行きはどうなんだろう。

>外側に偏心させると言うことでしょうか？


長スパンの場合は、クレーンがあってもなくても、外側に偏心させています。結構小さくなります。

>長スパンの場合は、クレーンがあってもなくても、外側に偏心させています。結構小さくなります。

今度ためしてみます。
一貫ソフトでは地中梁がないと柱脚ピンになります。
長期はＭ（柱頭）／３＋Ｑhでも余り大きくならないのです。
柱脚の固定度によっても結果が変わりそうですね。

もぐらさん,mugaさんと同じように、地中梁無しで偏心基礎やって
ます。工場や大型店舗のようなＳ造平屋でロング１スパンでは必
ずと言って良いほどです。
ド田舎だから敷地は超余裕,予算はギリギリ‥

短期で厳しくなる場合は、少し建物内側に入った所に小型の独立
基礎を作ってそれに負担させて対処したこともあります。

　□　←柱下基礎　　　　　　
　‖　
　□　←受けの小基礎　こんな感じです

ガラパゴスさん

>短期で厳しくなる場合は、少し建物内側に入った所に小型の独立
>基礎を作ってそれに負担させて対処したこともあります。
>
>　□　←柱下基礎　　　　　　
>　‖　
>　□　←受けの小基礎　こんな感じです

これはした事はありません。小基礎はたんに重りですか。１つの基礎の方が安そうに思えるのですが。

>ガラパゴスさん
>
>>短期で厳しくなる場合は、少し建物内側に入った所に小型の独立
>>基礎を作ってそれに負担させて対処したこともあります。
>>
>>　□　←柱下基礎　　　　　　
>>　‖　
>>　□　←受けの小基礎　こんな感じです
>
>これはした事はありません。小基礎はたんに重りですか。１つの基礎の方が安そうに思えるのですが。

私もやったことないですが、小基礎が梁の反力で浮き上がったりしなければ柱下基礎は軸力のみでいいので経済的かも。
勉強になります。＾＾；

momoさま

>私もやったことないですが、小基礎が梁の反力で浮き上がったりしな

私の知り合いがこれをやっておりました。
小基礎が地反力を受けると逆効果ですから
その下に間隙をもうけるべきですね。永年にわたり。。。

ガラパゴスさん

>短期で厳しくなる場合は、少し建物内側に入った所に小型の独立
>基礎を作ってそれに負担させて対処したこともあります。

単に地中梁のみ延ばして抵抗要素にされる方は知っています、
私はやらないですが、某大手鉄鋼は円形基礎です、Ｑは土間
拘束、名前でパスのようです(--;)

耐震物件（１０年前）で見たことが有ります。
屋体、ＲＣ造柱（独立柱）にＳ造屋根。
敷地に余裕が有る側は、建物外に、建物が接近している方は内側に子基礎が有りました。反対向きに付ける方が良さそうな気がしました。基礎回転に有効でした。

>単に地中梁のみ延ばして抵抗要素にされる方は知っています、
>私はやらないですが、某大手鉄鋼は円形基礎です、Ｑは土間
>拘束、名前でパスのようです(--;)

建物によってはＱは土間筋（３−Ｄ１３）で処理しています。柱脚はﾋﾟﾝ。Ｑhは生じない。(^^；(^^；　

>建物によってはＱは土間筋（３−Ｄ１３）で処理しています。
>柱脚はﾋﾟﾝ。Ｑhは生じない。(^^；(^^；

昔それでやったら、ある役所（民間審査が無かった頃）で
蹴られました、で、同じ役所に、某大手鉄鋼の名前付
計算＋図面を出したらＯＫでした、中身は一緒のこと(--;)
　

こんばんは、質問の意味を良く理解出来なかったため、とんちんかんな
回答を出してしまったようです。

　基礎は柱芯と合わせるのが基本で、基礎の偏心は意匠上の都合
（敷地条件など）からしょうがない場合に内側にするとの先入感
があったので。

　確かに柱脚の曲げによる偏心を押さえるために逆側に基礎を偏心
させるのは力学的に理にかなっている。まさに目の覚める思います。
勉強になりました。この発想は裏技に使えそう。

沢山のレスありがとうございます。

平屋でスパンが比較的大きく屋根が軽い。
アンカーボルトの回転剛性とともに独立基礎の回転剛性を入れて
います。長期の柱脚曲げはそこそこ出ますので、接地圧は長期で決まります。

外部側の出を大きくした偏心基礎として、この長期曲げによる接地圧を低減させるように考えています。
偏心させない場合の接地圧は100KN/�uを超えてしまいますが、200偏心させると85KN/�uになりました。

以前からそうするのが当たり前のようにしている方が何人もいて心強い（？）です。
大変参考になりました。

風応力が大きい場合など非常に有効ですね。
応力方向プラス・マイナスで頭がこんがりますが。
現場から基礎芯間違ってないですかと質疑がくる場合がある。
まあ、質疑が出る施工者の方が優秀かなとも思う。

>小松川さん

>アンカーボルトの回転剛性とともに独立基礎の回転剛性を入れて
>います。

私事で恐縮ですが、普段の設計範疇外で大変勉強になります。

回転バネ直列ですか・・。かなり剛性落ちそうですが、だいたいコレで反曲点どの辺になりますでしょうか？スパンなどにもよるでしょうけど。露出の半固定アンカーボルトのみで１／３位かなというイメージですが。

また、
地盤の回転バネの算出方法、文献などありましたらご教授下さい。

こんにちは。

> 応力方向プラス・マイナスで頭がこんがりますが。

本当ですね。
「実務から見た構造設計」に解説があるので、参考にしました。

> 現場から基礎芯間違ってないですかと質疑がくる場合がある。

そうですか。
伏図には通り芯からの基礎寸法を入れて、
注記には意図的に偏心させていると記述しました。

> 回転バネ直列ですか・・。かなり剛性落ちそうですが、だいたいコレで反曲点どの辺になりますでしょうか？スパンなどにもよるでしょうけど。露出の半固定アンカーボルトのみで１／３位かなというイメージですが。

一貫�Vにアンカーボルトと基礎の回転剛性を直接入力しています。
地震時の反曲点は0.6程度になりました。固定に近いです。

> また、
> 地盤の回転バネの算出方法、文献などありましたらご教授下さい。

ＲＣ規準の付12を参考にしました。

小松川さん

>ＲＣ規準の付12を参考にしました。
>

早速ありがとうございます。
ﾅﾙﾎﾄﾞ・・このようなところに・・・気づきませんでした（汗

地盤バネはガチガチなのでそんなに落ちないんですね。

　近畿圏内も、ＲＣ造２０ｍ超えの建物などで溶接ＨＯＯＰにするという指導があります。

>
>　近畿圏内も、ＲＣ造２０ｍ超えの建物などで溶接ＨＯＯＰにするという指導があります。

それは、都指針とは関係なく指導方針としてでしょうか。

>それは、都指針とは関係なく指導方針としてでしょうか。

　そうです。
　近畿建築行政会議（近畿内の特定行政庁と近畿内で業務をおこなう指定確認検査機関が会員となっている会議）が、平成１４年１２月２日に制定した「中高層建築物設計指導指針」です。

こちらをどうぞ。
http://www.pref.osaka.jp/kenshi/kakunin/kouzou/sinsayouryo.pdf#search='%E8%BF%91%E7%95%BF%E5%BB%BA%E7%AF%89%E8%A1%8C%E6%94%BF%E4%BC%9A%E8%AD%B0'

　追伸

　主事等が判断が困難であるものは、建築基準法の確認までに指定性能評価機関の技術評定を受けてくださいという内容の、近畿建築行政会議構造等審査取扱要領（下記アドレス）もあります。
　あとは、大阪府内の多くの行政で、施行令９３条ただし書による地盤の許容応力度（地震時に液状化のおそれのない砂質地盤は長期50kN/�u、短期100kN/�u等）は使用してはいけないそうです。
　関西は、行政指導が少ないように思います。
　

http://www.city.kyoto.jp/html/tokei/sinsa/4_kouzou/491_sinsatoriatukaiyouryou.pdf#search='%E8%BF%91%E7%95%BF%E5%BB%BA%E7%AF%89%E8%A1%8C%E6%94%BF%E4%BC%9A%E8%AD%B0'

　さきほどの「中高層建築物設計指導指針」のアドレスが間違っていました。もうしわけございません。下記へどうぞ。

http://www.pref.osaka.jp/kenshi/kakunin/kouzou/chukoso.pdf#search='%E8%BF%91%E7%95%BF%E5%BB%BA%E7%AF%89%E8%A1%8C%E6%94%BF%E4%BC%9A%E8%AD%B0%E3%80%80%E4%B8%AD%E9%AB%98%E5%B1%A4%E5%BB%BA%E7%AF%89%E7%89%A9'

>KIMUさん

>私のなかでたとえばＲＣ造２０ｍ超えの建物などで溶接ＨＯＯＰにする等などが都指針にのっとって当たり前だと思っていたのですが・・・どうなんでしょう。

都指針によらなくても良い行政地域であれば、都指針によりなさいともいえないのでは？とくに行政指導のない地域などはそうですよね。あとは工学的判断。＾＾；行政指導もそれなりに根拠がありますので、KIMUさんはいろいろな指導を知っているという意味でより高度な判断（良い設計）が出来ると言うことではないでしょうか？

こういう事を聞きたかったのではないのかな？

私なら７階建て以上は無条件で閉鎖型にします。

>KIMUさん
>
>先日近隣他県の審査機関では基準法と告示にのっとって構造計算をしているのであれば特に他の指針の準用は無いとの見解を受けたのですが。

都指針は東京都で審査を行う場合の”指針”です。
全国展開している審査機関では、そういった
東京都指針、大阪指針、静岡指針。。。という様な
”ローカルルール”は準用できないと思われます。
会社としての方針がバラバラになります。

みなさんのいろいろなご回答、大変さんこうになりました。

ありがとうございます。

>rが違うということより、もっと重要なこと、ありますよね？

あります。
SS2で鉄骨やるときは鋼材カタログを作るべきです。
H-250は250番H-300は300番にしとけば入力が楽です。

今やっている物件は小梁はB1から順番に101番から細幅シリーズに
大梁はG1から順番に201番から中幅シリーズに柱はC1から順番に301番
から広幅シリーズに入れています。
適当な断面で計算して断面を選定すれば効率アップになります。

ちなみにマウス入力は使えません。

６．訂正は意匠事務所に行って貰う。

>６．訂正は意匠事務所に行って貰う。

同上、、、電話で説明、Ｍａｉｌで追記、印鑑は意匠事務所です。

　当機関では、共同住宅等の大きな物件は「３．訂正だけして、後で意匠設計者にその部分を捺印してもらう。」、戸建住宅は「６．訂正は意匠事務所に行って貰う。」が多いようです。

返事を有り難うございます。

>　当機関では、共同住宅等の大きな物件は「３．訂正だけして、後で意匠設計者にその部分を捺印してもらう。」、戸建住宅は「６．訂正は意匠事務所に行って貰う。」が多いようです。

図面の簡単な訂正ならともかく、計算内容の訂正は意匠設計者が見てもまったくわからないことがはっきりしています。
構造設計者の名前を記す様になってきましたが、構造設計者の印鑑ではだめなのでしょうか？

>構造設計者の名前を記す様になってきましたが、
>構造設計者の印鑑ではだめなのでしょうか？

目下の法律ではあくまで設計者（大概意匠屋）の
資格で申請ですから不可ですね、将来的には？？？

>構造設計者の名前を記す様になってきましたが、構造設計者の印鑑ではだめなのでしょうか？



申請印（修正印）はひとつですよね。

わたしも６が多いですが、３，２もたまに。

　下っ端構造計算や　さま

>構造設計者の名前を記す様になってきましたが、構造設計者の印鑑ではだめなのでしょうか？

　私見ですが、私は現在の建築基準法では、設計者は確認申請書第二面に記載されている方であり、構造担当者は、設計者との契約により補助的に設計図書の一部を作成しているにすぎないと考えています。例えば、市販の構造標準図を確認申請図書に添付したからといって、構造標準図の作成者には設計に対しての責任がないのは明白です。
　よって、設計図書に訂正が必要であれば、その責任を負う者が訂正印を押印すべきでしょう。構造担当者が設計者の了解なしに訂正したと誤解をまねく行為は慎んだほうが得策でしょう。

>>構造設計者の名前を記す様になってきましたが、
>>構造設計者の印鑑ではだめなのでしょうか？
>
>目下の法律ではあくまで設計者（大概意匠屋）の
>資格で申請ですから不可ですね、将来的には？？？

　御意
　意匠訂正時に同行、構造不備指摘事項(?)回答(訂正)を行っています。
　・審査員の力量(?)をみながら、バックデータ収集。
　　（審査員は何か会いたがらない様子が見受けられるが・・・）
　・意匠事務所へのアピール(即対応姿勢)
　　 (アヤをつけられるのは誰でも嫌なもの、対応で下手打ったら
　　　仕事無し)
　・３０分もあれば完了。
　　（事前指摘内容確認、回答準備に時間はかかリますが）
　・早くケリをつけたい。
　　（陳腐な愚問にかまっていられない）
　・確認を下ろすまでが一応仕事なので。
　　（最近、それ以後も現場無料相談が多発）／仕方無いのかな。
　

確認検査員A 　さま

>　私見ですが、私は現在の建築基準法では、設計者は確認申請書第二面に記載されている方であり、構造担当者は、設計者との契約により補助的に設計図書の一部を作成しているにすぎないと考えています。

そうなんですよね。
しかし、今回の一連の事件に対する世間（マスコミ）はそう捕らえてはいないようです。
問題が生じたら、補助的な作成者に説明を求めるのではなく、真っ先に統括責任者に説明を求めるべきだと思うのですが。
まず、統括責任者が前面に出て謝罪すべきだと思うのですが。

横道にそれましたが。

>そうなんですよね。
>しかし、今回の一連の事件に対する世間（マスコミ）はそう捕らえてはいないようです。
>問題が生じたら、補助的な作成者に説明を求めるのではなく、真っ先に統括責任者に説明を求めるべきだと思うのですが。
>まず、統括責任者が前面に出て謝罪すべきだと思うのですが。

　そのとおり。
　今回の事件は、構造担当者の不祥事ではなく、意匠設計者の構造に対する知識不足が一番の問題点です。構造の知識もないのに、設計者づらするんじゃねええええ。

今回の事件でいろいろな方と話す機会があったのですが、
「我々意匠屋が苦労して取ってきた仕事なのに、その苦労を全く
　していない構造屋が設計者として名が出るのが気に入らない。」
という本音の部分もちらほら見えてきます。
まあ、こんな事を声高に叫ぶ輩に限って構造は構造屋が全て責任を
取ればよいなどと矛盾した事を平気で言うので、あまり真剣に
話を聞かない様にする事ですね。

よんぶんのいちさん

>「我々意匠屋が苦労して取ってきた仕事なのに、その苦労を全く
　していない構造屋が設計者として名が出るのが気に入らない。」

まぁ、そうなんでしょうね。
でも、その「取ってきた仕事」とは「建築物の設計一式」なわけですから、仕事を取ってきた意匠屋さんは当然「構造設計もします」という名目で仕事を請けているはずです。
実際には、その意匠屋さんは構造なんてﾁﾝﾌﾟﾝｶﾝﾌﾟﾝだったりするわけですが、それって「無責任に仕事を請けている」ということじゃないでしょうか？
構造設計を別の事務所に出しても構わないとは思いますが、対外的な責任はすべて「仕事を請けた意匠屋さん（元請）」が取るのが常識と思います。

…なので、確認検査員Aさん

>　今回の事件は、構造担当者の不祥事ではなく、意匠設計者の構造に対する知識不足が一番の問題点です。構造の知識もないのに、設計者づらするんじゃねええええ。

ごもっともです。

>今回の事件は、構造担当者の不祥事ではなく、意匠設計者の構造に対する知識不足が一番の問題点です。構造の知識もないのに、設計者づらするんじゃねええええ。

確かに。それに追加して構造の知識もないのに確認審査をするんじゃねええええ。といいたくなる今日この頃。設計内容まで踏み込み過ぎじゃないですかね、法令に対してのみの審査で十分じゃないですか。「法令＋センター指針＋学会規準＋都の指針＋α」そのうちに誰が計算しても同じ結果になるように型に嵌めようとしているのかなあ〜。

>　今回の事件は、構造担当者の不祥事ではなく、意匠設計者の構造に対する知識不足が一番の問題点です。構造の知識もないのに、設計者づらするんじゃねええええ。

このような認識は概して構造設計者の共通のものであると理解していいのでしょうか？
少なくとも、この掲示板では多数意見なのでしょうか？

>よんぶんのいちさん
>
>>「我々意匠屋が苦労して取ってきた仕事なのに、その苦労を全く
>　していない構造屋が設計者として名が出るのが気に入らない。」

まあ、設計業界も商取引なので取引相手にはいろいろな相手がいるわけで。この業界に限ったことではないかと・・。

私の場合も設計のパートナーとして見てくれる事務所と明らかに下請けとして見ている事務所があります。

しかしよんぶんのいちさんのようなことを聞いたり言われたりしたことはありません。（今のところ・・＾＾；）

下っ端構造計算や さん

>このような認識は概して構造設計者の共通のものであると理解していいのでしょうか？
>少なくとも、この掲示板では多数意見なのでしょうか？

それに関してはなんともいえませんね。
私は個人として共感できる部分はレスをしているだけですが、
共感していないが書き込みはしない人もいます。それぞれかと。

momo　さん

>しかしよんぶんのいちさんのようなことを聞いたり言われたりしたことはありません。（今のところ・・＾＾；）

このような事を面と向かって言う人は決して多くはないでしょうけど、
思っている人は一握りというほど少なくはないかと。

仕事の付き合いや諸団体、小さな勉強会その他様々な枠組みの外で単純に意匠屋さんと
飲む機会が割りとあるのですが、このときにはストレートに物を言われます。
もっとひどい事を言う人もいますが。
ただ、構造屋を何年もやってれば判る事ですが、意匠屋さんでもちゃんと構造屋と、
もっと言うなら自分が理解できない構造というものとどう付き合っていけばよいか
真剣に考えている人も少なからずいるので、どうしても見比べてしまいますよね。
結果、アルコールも手伝って言い合いになってしまう事がたまにあります。(^^;)

Ｎの件で、マスコミの前で馬鹿にされた熊本市は、構造の訂正があっても、電話じゃ教えなくなりました。
意匠屋と一緒に出て来い。そこで説明する。
出かけていったら、くだらない内容で・・・・・・
参りました。
役所としても、捺印責任者の意匠屋に、構造の訂正を言っても
訳が分からないと思っているのでしょう。
呼び出し訂正分も含めた、計算料を貰わないと・・・・・

訂正も、修正じゃいけなくなりました。最初から、書き直しです。追加検討もダメです。とにかく、神経質になりましたよ。

>Ｎの件で、マスコミの前で馬鹿にされた熊本市は、構造の訂正があっても、電話じゃ教えなくなりました。
>意匠屋と一緒に出て来い。そこで説明する。

旅費（新幹線・飛行機代）がかかってしまう。(^^；

お疲れ様です。

ＢＵＩＬＤ．ＧＰ�Uですネ？
私も、それを使っていますが、ＣＰＲＣ杭をまだ使ったことがありません。

>私の使用しているソフトは構造ソフトなのですが、杭メ−カ−等
>にＣＰＲＣ杭の設計を依頼して出てくる値と構造ソフトで計算し
>た結果がほとんどの場合違うので補正を行ったり大変です。

杭メーカーの計算書とご自分でやった計算書と比べて、
ｋｈの値は合っていますか？それから、杭頭のＭの値はあっていますか？
杭頭の変位は、合っていますか？設計用のＭ，Ｎの値はあっていますか？
以上、すべて合っているなら、ＰＲＣ杭の断面算定のバグでは？

ｋｈの値が違うなら、地盤の評価の仕方が違う？たとえば、一様地盤ｏｒ多層地盤
ｋｈが合ってて杭頭Ｍが違うなら杭の剛性の評価？
等々、順番に消去法でチェックすれば原因が特定できるのでは？
もしかして、ＳＨＡ７？？

すみません、わかる範囲で無責任に書きました。

ＬＥＥさん、ご返事ありがとうございます。

使用ソフトはBUILD.GP�Uです。
khの値はあっていますがM，Q等はあいません。

>杭頭のＭの値はあっていますか？　

杭頭M，Q共あいません。
ちなみに多層地盤で行っています。(メ−カ−と同じです)

>もしかして、ＳＨＡ７？？

ＳＨＡ７は使用していません。メ−カ−は杭単材としての検討を行っていますので。

ちなみに構造ソフトさんにＰＲＣ杭のｆｂの値に異形棒鋼分の耐力を考慮していないのではとしつこく聞いたところ、よく分からない答えを頂いてそれっきりでした。

結果、とりあえず杭はメ−カ−の計算結果を使用して、ＧＰ�Uでは杭メ−カ−の応力を上回るように杭頭Ｍｏを計算して対応しているのが現状です。

　ＣＰＲＣ杭といわれましても、恥ずかしながら、何のことか分かりません。
　ただ、杭の本数を少なくした場合、
�@同じ地盤に支持する
�Aα（先端支持力係数？場所打ち杭で150とか）も同じ
�B杭周摩擦を多く見込んでいない
のであれば、建物総重量に対して必要な杭の総断面積は、さほど変わらないのではないでしょうか。そうであれば、せん断設計は同条件であるし、曲げに対しては断面二次モーメントが大きくなるだけ有利になるのではないでしょうか。
　とんちんかんな返事でしたら、申しわけありません。

とんでもありません。確認検査員Aさんご意見ありがとうございます。

ＣＰＲＣ杭は、コンクリ−トパイル建設技術境協会が仕様統一した高強度プレストレスト鉄筋コンクリ−ト杭です。
(高軸力、高曲げ耐力を保有した杭です)

ＰＨＣ杭でＮＧになった場合などで使用しています。

>ＣＰＲＣ杭は、コンクリ−トパイル建設技術境協会が仕様統一した高強度プレストレスト鉄筋コンクリ−ト杭です。
>(高軸力、高曲げ耐力を保有した杭です)

　KIMUさま

　ご丁寧にご教授くださいましてありがとうございます。

　工法はセメントミルク工法ですか？
　それとも認定により先端支持力係数αは、200より大きい数値を採用できるのですか？

確認検査員A さん


CPRC杭は、PHC、SC杭と同じような既成杭で工法と一体ではないですよ。ただ高支持力杭工法（α=400前後、スーパーニーディング、EXメガトップ等）で使われるケースが多いですが。

http://www.manac-net.com/product/dam-cprc.html

KIMUさん>

>杭頭M，Q共あいません。

ｋｈ値があっているのに、杭のＱ，Ｍが合わないのはなぜ？
Ｑが合わなければ当然Ｍは合いませんよネ。
しかしＱが合わないのはおかしいですね、だって杭一本あたりの
負担せん断力は、杭負担総せん断力ΣＱｐ／ｎ杭本数・・・・。
ΣＱｐかｎのどちらかが食い違っているのかな？？

>ちなみに構造ソフトさんにＰＲＣ杭のｆｂの値に異形棒鋼分の
>耐力を考慮していないのではとしつこく聞いたところ、よく
>分からない答えを頂いてそれっきりでした。

まず、杭応力値があわないと断面算定の話に進めないと思うの
ですが、異形棒鋼分の耐力・・・は可能性としては、有り得るかも。
それと、ＫＯＰＩＴＡのＰＲＣ杭の一部は最近のバージョンアップで
使えるようになったばかりだし・・・。

もし、なにかわかったら、よければ教えてください。

　mugaさま

　ありがとうございます。

　ＰＨＣ杭セメントミルク工法（α＝200）で杭本数をけっていしていた。　→　ＣＰＲＣ杭の高支持力杭工法（α=400前後）に変更して杭本数を減らした。　→　杭１本あたりのせん断力、曲げモーメントが増加　→　杭耐力は、応力増加にみあうだけ増加していない　→　ＮＧの結果となる。
　こういう感じですか。

確認検査員A

>　高支持力杭工法（α=400前後）に変更して杭本数を減らした。　→　杭１本あたりのせん断力、曲げモーメントが増加　→　杭耐力は、応力増加にみあうだけ増加していない　→　ＮＧの結果となる。

その通りです。

上杭は拡頭にしてもPHC杭では耐力不足になるケースが多いので、SCもしくはPRC杭にして耐力を確保し、中杭はPHC（Fc105）を使用するケースが多いです。業者の説明によると、場所打ちの代わりになる既成杭の開発が趣旨のようで、大口径の場所打ちよりは安価だと思いますので、これから増えてくると思います。
大阪でも確認出しておりますが、確認検査員A さん、まさかもぐりではないでしょうね。

確認検査員Aさん、mugaさんの言うとおりなんです。

ちなみにCPRC杭を使用した経緯としてはmugaさんの言うとおりでかつ地中上層部の地盤反力係数が小さいことから杭頭に掛かる応力が非常に大きくなっています。(EXメガトップです)


ＬＥＥさん　ご返答ありがとうございます。

ＬＥＥさんの言うとおりで、杭頭応力があわないと先にすすまないんです。
上杭ＣＰＲＣ+下杭ＨＣ−ＴＯＰパイルなので構造ソフトではＣＰＲＣの入力しか出来なくて継杭として認識しない為に杭中間部での剛性評価等により変わっている可能性もあるのではと思っているしだいです。
やはりもう少し計算方法や剛性評価等の考え方を照査したいと思っています。
　

はじめて投稿します。

ｋｈが同じなのにＭｏやＱが違うとなると断面２次モーメントの扱いが異なるかと思います。私はBUS基礎を使っていますが、BUS基礎では断面２次モーメントと換算断面２次モーメントのどちらかを採用できます。

この辺りを確認してみるとよいと思います。

>はじめて投稿します。
>
>ｋｈが同じなのにＭｏやＱが違うとなると断面２次モーメントの扱いが異なるかと思います。私はBUS基礎を使っていますが、BUS基礎では断面２次モーメントと換算断面２次モーメントのどちらかを採用できます。
>
>この辺りを確認してみるとよいと思います。

構造４年目さん　ありがとうございます。

断面二次モ−メントについては同じなんです。
多層地盤によるｋｈによる地中杭応力の変動並びに異種杭による継ぎ杭等からあらって見たいと思います。

>
>断面二次モ−メントについては同じなんです。
>多層地盤によるｋｈによる地中杭応力の変動並びに異種杭による継ぎ杭等からあらって見たいと思います。

大変だと思いますが、がんばってください。

>大阪でも確認出しておりますが、確認検査員A さん、まさかもぐりではないでしょうね。

　いやいや〜　きびし〜い

　杭の種類まで細かく覚えていないです。

　図面見て、注目すべきところのモデル化・計算方法を確認するのが主な業務ですから。ざんげします。