>�@液状化の判定アンド地盤の水平反力係数ｋｈの低減までできる
>　安価で使いやすいソフトご存じありませんか？

もう検索されているかも知れませんがVectorのフリーソフトより

http://www.vector.co.jp/soft/win95/business/se158251.html?y

ただし低減率は1988年度版を採用している模様。


>�A液状化の判定に必須の細粒土含有率ですが、土質試験を行って
>　いないときに（行うべきですが！）参考値

平成２年度版「道路橋示方書」に概略値が載っているそうですが（添付のマニュアルのP67）、8年度版には記載がありません。もともとあてにできる数値ではないので･･･。

できれば、自作しておいたほうが使い勝手はいいように思います。

mugaさん、レスありがとうございます。

>もう検索されているかも知れませんがVectorのフリーソフトより

一度ＤＬして使ってみようかと思います。


>平成２年度版「道路橋示方書」に概略値が載っているそうですが

本屋さんに行って確認してみます。


>できれば、自作しておいたほうが使い勝手はいいように思います。

でしょうね・・・。楽することばかり考えてはいけませんネ

助かりました、ありがとうございました。

>>平成２年度版「道路橋示方書」に概略値が載っているそうですが

平成１４年度版は�X耐震設計編の参考資料の中にあります

>>できれば、自作しておいたほうが使い勝手はいいように思います。

私の場合、他人のソフトは手で追いかけて納得してからでないと使いません。追いかけながら．．．結局自分で作ってしまいます．．．

toyochanさん、ありがとうございます。

>平成１４年度版は�X耐震設計編の参考資料の中にあります

助かります、参考にします。

>私の場合、他人のソフトは手で追いかけて納得してからでないと使いません。追いかけながら．．．結局自分で作ってしまいます．．．

・・・ですか、やっぱり自作がベストですよね〜。。。
ありがとうございました。

>一般的に大梁については、柱際から１．０〜１．５Ｈの間（塑性域）は貫通を設けないというのがありますよね。

それはＳ造梁のことかも。

一般的に、梁貫通の正確な情報が出てくるのは、現場で施工図を作成する段階です。設計の後戻りがないように、現状と同等になるように補強を行うことになります。そのために、補強で可能なように梁貫通の径や位置に制限を設けているのだと思います。

設計段階で梁貫通の正確な情報がわかれば、貫通孔を考慮した剛性や耐力を設定して設計することが可能だと思います。
とは言っても、資料を集めたり場合によっては実験をやって設計に使用する式や係数を求めなければならないので、難しいとは思いますが。

>一般的に大梁については、柱際から１．０〜１．５Ｈの間（塑性域）は貫通を設けないというのがありますよね。
>これって、一体どういう理由からなんでしょうか？

梁端部は鉛直荷重時及び地震荷重時において大きな曲げモ−メントとせん断力の組み合わせ応力を受けている。このような位置にスリ−ブによる断面欠損があると、せん断ひび割れが生じやすく、かつせん断力の伝達に伴って生じる斜め圧縮力に対してコンクリ−トの破壊が生じやすくなる。また端部の靭性確保が重要だからと思います。

>もし、都合上貫通が発生する場合は、どういう検討をすればいいのでしょうか？それともこの箇所には何が何でも設けてはならないのでしょうか？

ＲＣ規準（日本建築学会）・建築構造設計基準及び同解説（公共建築協会）等を参照されたらいいと思います。

皆さんありがとうございました。

基本的には、柱際には貫通を設けないこととしていきます。

どうしてもということであれば、梁の両端ヒンジでのせん断力で補強を検討することします。

構造見習いサン

>1) X2・X3通りを耐力壁にするとルート1でいけるが、
> 偏心率がひどい(0.59) １階
>2) X3通りに３辺スリットを設けると偏心はなくなるが、
>　 ルート１でいけなくなる。

ルート（１）で可能ならば当然（１）が有利です、
敢えてスリットを取ってピロティ形式なんて邪道・・・
偏心率は考えません（たとえ１でも）、後は私なら
多分下階壁の壁厚を厚くして補強しますね。。。

>審査機関は2)の方が喜びそうですが、せっかくの耐力壁
>にスリットを入れるのはどうかと・・

今こそ、審査機関に惑わされず、ご自分の技術を発揮
すべきでは？

どちらが構造耐力上好ましいのかわらない。
どちらでも選択可能だから同等と考えていいのかもしれん。

ルート１とルート３で設計料がいくら違うか。
偏心率を小さくするためとしてスリットを入れて、ルート３で高い設計料をもらう。

時間がない。当然ルート１。

とにかく安く。ルート１。

とにかく面倒なことが少ない。ルート１。

東海道はルート１。

こんなことで決めているんじゃないの。

設計料だけで計算ルートを決めるというのは設計者失格です。

>設計料だけで計算ルートを決めるというのは設計者失格です。

そう。なるたけﾙｰﾄ1で計算しましょう。駄目なら２・３へ。

ご返答ありがとうございます。

３辺スリットを１階に入れると水平スリットは地盤面
すれすれになって心配だし（しかも住居）
やはりルート１で行います。
異常な偏心率に対する見解は、
X1通りの部材には余裕をもたせる（割り増し）
ということで・・・

>X1通りの部材には余裕をもたせる（割り増し）
>ということで・・・


ふと思ったので・・・
振られる方の壁量（柱量）無視してルートを満足させてはどうでしょう？耐震診断基準的に。

作業日数（人工）　×　単価

と思います。

>PHSのアンテナ（１tonほど）が乗る既設建物最上階スラブの安全

1TONもあるアンテナって結構大きいんですね。
高さもありそうですね。

スラブだけで良ければ大した金額ではないと思います。
スラブと小梁の検討ならもう少し・・・
本体ごと計算しないといけない場合は、それなりに。
・・・・・・・・・・・・・
念のために（必ず？）スラブだけでよいかどうか、確認される方がよいと思います。

>PHSのアンテナ（１tonほど）が乗る既設建物最上階スラブの安全性の検討の依頼に対して、構造設計料はどのくらい頂くものでしょうか？？よろしくお願いします。

荷重が増えたり、後で問題が出そうなのは簡単に済ませるだけにして、仕事にはしない様にしています.

>PHSのアンテナ（１tonほど）が乗る既設建物最上階スラブの安全性の検討の依頼に対して、構造設計料はどのくらい頂くものでしょうか？？よろしくお願いします。


参考になるかどうかですが・・
私の実施例としていくつか紹介します。

ほとんどが検討に掛かった時間（日数）で算出しました。

例１）
ドコモのアンテナ部分は規定のものを使用、実施は基礎部分の
設計。
この場合＝５万円。（約1.5日分）


例２）
既存ＰＨに、ＦＯＭＡのアンテナを増設した場合。
アンテナによる、追加水平力が、既存設計時より増えないように
するため、ＰＨ外周にあったパラペットを撤去してもよいという
条件だったので、実質は既存建築の再検討が必要ないと判断
できる
場合でした。
この場合、アンテナ自体の設計と、取り付け部分のスラブの検討
そして、「下部構造への影響がない」という所見書を書いたり
して、実質4日程度として＝12万円をいただきました。

ただ、この例は、下部構造計算書と構造図が保管されていたので
この程度で済みましたが、古い建物になればなるほど計算書や
構造図が保管されている可能性が低くなりますので、場合に
よっては耐震診断等、大掛かりになるケースもあります。

スラブの安全性だけを検討するのでしたら、ほんとうに僅かな
時間しか掛かりませんので、検討料というものが貰える相手
でしたら時間給で請求したらいかがですか？。

私の場合、ケースバイケースですが、1〜2時間程度で終わる
検討で、ずっと取引がある相手でしたら、別件の仕事の設計料
に注釈付きで上乗せさせてもらったりしているところもあります。

明白に￥１００，０００

小梁、スラブのチェックと既存建物の安全性の確認。
後から質疑や変更・・・
私の場合は、15万円から頂いております。
手間代だけでは、後々赤字に為ります。
(人件費x日数+諸経費)消費税　≧　\150,000
今は、この金額で払っていただいてます。
元請には、この位請求しても痛くありませんよ。
だいたいの請負金額を、他の人から聞いて知っていますから。

スラブの検討だけじゃ、済まないですね。
日当×日数でしょうね。
日当は、その人の能力給ですね。

みなさんご回答ありがとうございます。
確認したところスラブ・小梁の検討だけでよいみたいです。

小ぶりな鉄骨造だと心配ですね・・・・

べた基礎の場合、何故底版自重を引けるのか？
この辺を考えるとわかりやすいと思います。

反力は上向き、底版自重は下向きで相殺できますが、立ち上がりは、相殺出来ないと思います。
私は引くのは底版自重のみです。

老婆心ですが．．．
木造のベタの場合、厚みが１５０位？でしょうか
配筋に注意しないと被りが取れません。
私はＤ１３＠１５０シングルでやる場合が多いです。
鉄筋位置は、立ち上がり部分は下端、スラブ中央は上端が基本ですから、ホントはダブルにしたいんですが．．．

もぐらサン

>私はＤ１３＠１５０シングルでやる場合が多いです。
>鉄筋位置は、立ち上がり部分は下端、スラブ中央は上端が
>基本ですから、ホントはダブルにしたいんですが．．．

私はｔ＝２００、Ｄ１３−＠２００ダブルです、構造屋と
してはシングルはやりたくない、法令にはシングルの絵が
あるので、過剰だと言われますが、押し切ります。。。

早速の回答ありがとうございます。
なるほど立ち上がりは引いてませんか。

立ち上がり外周部、内部をべた基礎の縁として支持点と考えると立ち上がりを含めて一体の基礎となるように思ったものですから。

ありがとうございました。

>私はＤ１３＠１５０シングルでやる場合が多いです。
>鉄筋位置は、立ち上がり部分は下端、スラブ中央は上端が基本ですから、ホントはダブルにしたいんですが．．．

　スレ主が、締めたあとで恐縮ですが、
　シングル配筋べた基礎のスパン表のようなものが、出回っていますが、釣合鉄筋比の関係で、そんなに大きな曲げ耐力がみこめるのか、以前から疑問を抱いていました。機会がありましたら、私の計算手順を説明させていただきますが、同じような疑問をお持ちの方いらっしゃいませんか？

これ参考

http://www1.ttcn.ne.jp/~arc-structure/formulatop.htm

基礎BxLで端からXnの位置が応力0とすると。

Sn=B*Xn*Xn/2=1/2*Xn^2*B
In=B*Xn^3/12+B*Xn*(Xn/2)^2=1/3*Xn^3*B
Xn-L/2+e=In/Sn

Xn=3*L(1/2-e/L)

α=Xn*A/Sn=Xn*B*L/(1/2*Xn^2*B)=2*L/Xn
=2/(3(1/2-e/L))

です。

そんなモン、自分で考えナハレ。
どの本にも載っている。
３級どころか、４級じゃないの？

>某県にて「出力その１」を出すように指摘されました。(ﾟoﾟ)
>本谷の計算に方針＆結果。ﾁｪｯｸﾘｽﾄに方針＆結果。その1にも方針＆結果。・・・それぞれ違うことが書いてある。(^^；(^^；
>ただでさえ分厚い計算書なのに。・・・ﾌﾞﾂﾌﾞﾂ
>それと利用者証明書も要求あり。出費増。以上愚痴。m(_._)m

　元々、「その１」＋「その２」のみの、提出では。
　「その３」は、主事又は確認機関の求めに応じての提出では。
　求めに応じてが曲者、やりたい放題、本来の意味が無いのでは・・・。

>　元々、「その１」＋「その２」のみの、提出では。
>　「その３」は、主事又は確認機関の求めに応じての提出では。
>　求めに応じてが曲者、やりたい放題、本来の意味が無いので
>は・・・。

同感、私は１＋２しか出さないです、但し３はＣＤに焼いて
副本には付けていますが、見たけりゃどうぞと書いて出します、
だから一貫出力その１は約４０ページ以下、１万平米でも
これでパスしますよ、国交省が決めた規定ですから、未だ
生きています、但し最近は例の事件で審査官も３を見たい
そうです、但し印字添付は断固拒否しています。。。

>それと利用者証明書も要求あり。出費増。以上愚痴。m(_._)m

ビュー○に、利用者証明書を出していない一連ソフトもあるが、一貫�Vを使っているが、添付は必要かとお伺いをたてましたら、他からも問合わせがあり、この紙切れ1枚で人によっては1万円取られるそうなので添付はいりません、と大変ご理解のある返事をいただきました。
Ｅ○○にも同様に聞きましたら、ソフト会社で添付が必要といっているなら提出してください、と言われました。
利用者証明書は何のために必要なのかようわからん。
ソフト会社にはまだ聞いていないので理由を知らん。

利用者証明書添付義務の有無は、構造システム及びストラクチャー／Ｑ＆Ａのサイトに説明有り、読まれて見たらいかがですか。

ユニオンは、添付要と有ります・・・。

未だによく解らないので、とにかく全部出せといっているのでは・・・。

>ビュー○に、利用者証明書を出していない一連ソフトもあるが、一貫�Vを使っているが、添付は必要かとお伺いをたてましたら、他からも問合わせがあり、この紙切れ1枚で人によっては1万円取られるそうなので添付はいりません、と大変ご理解のある返事をいただきました。

　　淀屋橋で出すならここですね。

お早うございます。ご意見有り難うございます。昨日もばたんＱでした。

ﾋﾞﾙﾄﾞ一貫には、「その1」と「通常出力」しかありませんが。？

Ｓ2階建て１６０m2。
ﾋﾞﾙﾄﾞ一貫のその１ＸＹ1ﾌﾚｰﾑずつで１２０ﾍﾟｰｼﾞありました。
応力図が読めなくなるので、縮小無いの出力。
一般出力は１／２出力で６０ﾍﾟｰｼﾞ。ﾁｪｯｸﾘｽﾄが２８ﾍﾟｰｼﾞ。

手計算でやれば良かった・・鴨。
が、
法改正では、認定ｿﾌﾄ以外は審査機関７５日になる予定だと・・・→手計算の審査も７５日間。

>ﾁｪｯｸﾘｽﾄが２８ﾍﾟｰｼﾞ。

あらためて記入する所なんてほとんどないのに、そのまま付けるとこんなに枚数になっちゃんだよね。
倹約家のわてはこれをテキストファイルからJWWで自己編集して、
空白をつめて圧縮して、A4で７枚に納めています。

喰えないサン

>ﾋﾞﾙﾄﾞ一貫には、「その1」と「通常出力」しかありませんが。？

通常出力＝「出力その３」です、で、一般に一貫に乗らない
二次部材、基礎などを「出力その２」と呼ぶようです。。。

>通常出力＝「出力その３」です、で、一般に一貫に乗らない
>二次部材、基礎などを「出力その２」と呼ぶようです。。。

で、今回は「その1」と「その3」を再提出したことに・・・。(`_')　(`_')

ホイホイさん

>　　淀屋橋で出すならここですね。

エリーちゃんが営業停止なので、Ｂｕｒｏちゃんは
処理に１．５ヶ月だそうです。。。

Lionさん
>エリーちゃんが営業停止なので、Ｂｕｒｏちゃんは
>処理に１．５ヶ月だそうです。。。

今まで　民間の良いところ　　審査早い　チェックが甘い（？）
現在　　遅い　チェック厳しい　審査料高い

誰が出すんだ？＞民間

新１級も良いけど、審査する人間の能力審査は誰がするのだろう？
　

>今まで　民間の良いところ　　審査早い　チェックが甘い（？）

訂正コーナーが広いので、向かいの机で大きな図面を訂正している女性の胸元が気になる　

>訂正コーナーが広いので、向かいの机で大きな図面を訂正している女性の胸元が気になる　

何処？ぜひ、教えてください。わざと間違えて訂正しに行きたい。

>>訂正コーナーが広いので、向かいの机で大きな図面を訂正している女性の大きな胸元が気になる　

訂正手伝いましょうか・・・。

>何処？ぜひ、教えてください。わざと間違えて訂正しに行きたい。

淀○橋、絵里ちゃんです。
この前、担当者30分待ち食らいました＞＜
入って左手前のブースです。（ﾄｯﾌﾟｼｰｸﾚｯﾄですよ）

>淀○橋、絵里ちゃんです。
>この前、担当者30分待ち食らいました＞＜
>入って左手前のブースです。（ﾄｯﾌﾟｼｰｸﾚｯﾄですよ）

でもここって、女性審査官が猛烈に細かい指摘を
されるので、意匠屋さんには超不人気です、ムラ
ムラ来ます（胸元見てではないですよ）立腹(--;)

>エリーちゃんが営業停止なので、Ｂｕｒｏちゃんは
>処理に１．５ヶ月だそうです。。。

　構造と関係ないので恐縮ですが、
　当機関も淀屋橋です。相変わらず、消防同意込みで、戸建住宅１週間、共同住宅１０日間程度で、確認させていただいています。大阪市の分譲住宅の再計算制度があり、構造審査に気が抜けないので、この審査スピードを維持するのもちょっときついです。また、天空率を利用されている物件も多く、毎日残業、毎週休日出勤です。（なぜか、構造だけでなく、天空率も担当させられれいます。）
　最近、当機関への確認申請が少し件数が増えたような気もしていますが、他の機関の確認スピードが落ちているのでしょうか。情報ございましたら、教えてください。
　これからも、確実で迅速な確認に努めて参ります。よろしくお願いします。

>でもここって、女性審査官が猛烈に細かい指摘を
>されるので、意匠屋さんには超不人気です、ムラ
>ムラ来ます（胸元見てではないですよ）立腹(--;)

いやいや最近の構造も結構すごいですよ
いつも検査員と設計者が言い合いしてます。
この前なんてﾉｰﾄPCで実演説明されてるかたを見かけました。
その時、私は胸元を見てました　＾＾

>某県にて「出力その１」を出すように指摘されました。(ﾟoﾟ)

　　紙切れ一枚でも気分的なもので一度嫌うと二度とそこには
　　出したくないですね。

　　仕事請ける時に何処に出すかで割増料金ですね、
　　いやなとこなら５割増しか断るかですね。

構造計算8級サン

>先日確認申請を提出したところ、ターンバックル付ブレスの
>接合について、HTBの場合、摩擦接合、引張接合はよいが、
>支圧接合は基準法上認められていないとの指摘を受けました。

丸鋼ブレースの場合は「ＪＩＳ規格品使用」と明記すれば
計算も必要は無いです、ワタシャこれで３０年以上に渡って
文句は聞いたことが無いです、ＨＴＢは支圧で決まります、

ブツブツ言う奴が居ればここに書いてください、つるし上げ
ですね（笑）

>>丸鋼ブレースの場合は「ＪＩＳ規格品使用」と明記すれば
>計算も必要は無いです、ワタシャこれで３０年以上に渡って
>文句は聞いたことが無いです、ＨＴＢは支圧で決まります、

にも関わらず「計算してますか」と連絡がありました。
ＸＹともブレースなのに、「柱の幅厚費の検討は？」。(ﾟoﾟ)
今日はビアガーデン日より＆六月灯。

喰えないサン

>ＸＹともブレースなのに、「柱の幅厚費の検討は？」。(ﾟoﾟ)
　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　↑￥５万／箇所です（笑）

>先日確認申請を提出したところ、ターンバックル付ブレスの接合について、HTBの場合、摩擦接合、引張接合はよいが、支圧接合は基準法上認められていないとの指摘を受けました。

HTBは摩擦接合、普通ボルトは支圧接合と思っていました。

日本建築学会「鋼構造設計規準」より、
高力ボルトは設計ボルト張力を与えて使用し、せん断力は材間の摩擦力で伝えるものとする。
ボルト継手の板の許容支圧応力度は、ボルトの軸径に板厚を乗じた投影面積についての5.23式の値とする。なお、高力ボルト摩擦接合の場合は、許容支圧応力度による検討は不要である。

ボルト穴径で、HTBはボルト径＋2.0mm（東京都建築構造設計指針ＪＩＳターンバックル筋かいの耐力表ではなぜか旧規準の＋1.0〜1.5mm？)、普通ボルトはボルト径＋0.5mmです。支圧接合にするなら普通ボルトの規準の穴径が良い気がします。

JASS6より、
ボルト接合は、高力ボルト接合の場合と異なり、ボルト軸のせん断応力とボルト軸とボルト孔壁との間の支圧応力で部材力を伝達するため、ボルト孔とボルト軸部間のすきまのずれによる構造物の変形を避けることができない。・・・・・・

サリーさん

>HTBは摩擦接合、普通ボルトは支圧接合と思っていました。

フルサト工業の１９８９年カタログにはＦ１０Ｔを
使うけど支圧接合ですよと書いてあります、ですから
締め付けは普通ボルト程度で良いと・・・

穴径は＋１．５ｍｍです、但し最近のカタログは持って
いませんから変わっているかもです。

羽子板の位置ではギューギュー締め付け出来ないので、高力ボルトは支圧接合だと思っていました。
新耐震改正「構造計算指針・同解説」ｐ４７
すじかい材の接合ファスナーの検討
高力ボルトのネジ部がせん断面にかかる場合には高力ボルトの有効断面積を取ること。・・・と書かれていますので、支圧接合を前提にしているのだと思われます。

はじめまして、よこから失礼します。
ＪＩＳ　Ａ5542「建築用ターンバックルボルト」に、ブレースの羽子板とガセットプレートの接合は、高力ボルトを使用し、一面せん断(支圧)接合と規定。
鋼構造協会「建築用ターンバックル筋かい設計指針・同解説」でも高力ボルトのせん断破壊で決まる最大耐力が、ブレースの必要終局耐力の2〜3倍になるとし、ブレースは支圧接合としています。
　1.　高力ボルトの正式名称が、ＪＩＳＢ1186「摩擦接合用高力六角ボルト」となっているので、高力ボルトを使うブレースも摩擦接合であろうと考える誤解があります。
　2.　日本建築学会「鋼構造設計基準」、大臣官房官庁営繕部監修「建築工事共通仕様書」などで、鉄骨工事のＨ形鋼などの高力ボルトの接合の説明で摩擦接合と明記してあります。このためブレースも摩擦接合であろうと考える誤解があります。

　かつて現場で、摩擦接合にしなさいと指摘を受けて、羽子板及びブレースシートの塗装を除去したことはありますが・・・

>　かつて現場で、摩擦接合にしなさいと指摘を受けて、羽子板及びブレースシートの塗装を除去したことはありますが・・・

締め付け出来るものなのでしょうか。
羽子板が回転しそうで・・・。？

梅雨明け宣言は未だかな。夏太りに注意しなくては。

>　1.　高力ボルトの正式名称が、ＪＩＳＢ1186「摩擦接合用
>高力六角ボルト」となっているので、高力ボルトを使う
>ブレースも摩擦接合であろうと考える誤解があります。

高力ボルト＝摩擦接合と言う考えが間違いの元でしょう、
丸鋼筋違の場合は剪断耐力が高いから、高力ボルトを
利用しているのみ・・・　文句言うヤカラには洗脳が
必要です、従う方にも罪がありますねぇ。。。

>締め付け出来るものなのでしょうか。
>羽子板が回転しそうで・・・。？

Ｈ形鋼のウェーブ面に取付が多いので、機械締めができず手作業となります。
　羽子板が回転しない程度ターンバックルに張力かけていますが・・・

皆様、たくさんのご意見をありがとうございました。

皆様のご意見を整理して、早速休み明けに打ち合わせに行ってきます。

また何かありましたらよろしくお願いします。

構造計算8級サン

>皆様のご意見を整理して、早速休み明けに打ち合わせに行って
>きます。

結果を教えて下さいね、出来れば審査機関も(^^ゞ

HOOPのフックまではつり出して調べて診断をしたことがないですね。
また、自分が委員をしている評価委員会でも、低減しているものは見たことないです。

そこまでは．．．．
だいたい９０度かどうか、ど−やって調べるのでしょうか？
ハツリ出しまではしていません。

学者サン達、うるさ過ぎ。と、思うのは私だけ？

来週、評定２件。いまだ報告書まとめ中。
終わらない．．．

そうですか。
たしかに、自分が今まで出た、委員会でも言われた事ありません。
柱をはつったら、たまたまＨＯＯＰが出てきて、そこがたまたま９０度フックだったので・・・。

耐震診断での現地調査は、フックをはつりだして調査をしています。
ほとんどの建物が９０度フックになっているのが現状です。たまに１３５度フックがあっても片側だけとかですね。
私の県の判定委員会では、フック形状の確認が問われ、９０度フックまたは未確認の場合は、ピッチを倍評価するよう指導されます。
倍ピッチに特に明確な根拠はないと思いますが、９０度フックが柱の性能に及ぼす影響は結構大きいものと思いますが、いかがでしょうか。

>耐震診断での現地調査は、フックをはつりだして調査をしています。

某市は斫り。
某県では図示されて無い場合は９０度フックと判断しています。

>ほとんどの建物が９０度フックになっているのが現状です。たまに１３５度フックがあっても片側だけとかですね。

４６年以前（せん断補強筋ではなく組立筋同様だった頃）はほとんど９０度フックです。

>私の県の判定委員会では、フック形状の確認が問われ、９０度フックまたは未確認の場合は、ピッチを倍評価するよう指導されます。

同じ県？

>倍ピッチに特に明確な根拠はないと思いますが、９０度フックが柱の性能に及ぼす影響は結構大きいものと思いますが、いかがでしょうか。

被害を受けた建物で、フープが切れずにフックが開いて
外れているのを見ました。＝フックが効かなかった＝無いもの同然。
２倍ピッチの根拠はありませんが、いくらか低減しておこう・・・と。２００→４００にしてもＱｓｕはほとんどかわらないです。
高軸力の検討では元のピッチで計算しています。(^^；

>某市は斫り。
>某県では図示されて無い場合は９０度フックと判断しています。
>私の県の判定委員会では、フック形状の確認が問われ、９０度フックまたは未確認の場合は、ピッチを倍評価するよう指導されます。

厳しいですね。そんなコトしたら、ほとんど軸力保持できず２種要素ですかね。
補強ではなく建て替えろと言うことでしょうかね。

今日も県庁へ。補強計画融資の相談。

>今日も県庁へ。補強計画融資の相談。

以下愚痴スレ。m(_._)m
計算だけでよいからやってくれと言われ・・・学校と打ち合わせ・現場調査・斫りか所の指示
明日は斫り・・・梁もはつるように・・・と。(ﾟoﾟ)
反対したのですが発注書通りに調査してくださいと。(`_')(`_')

前の公共物件（外注費だけで無くなりそう）が片付かずに、久しぶりに耐震物件数件の引き合いがあったのですが、新規（意匠事務所に発注）は２棟だけ受注しました。

明日夕方は構造協会でビール飲み・・元を取るぞ。

>耐震診断で、柱のＨＯＯＰ筋が９０度フックの場合、低減するのが望ましい・・とありますが、実際、皆さんはどの程度低減していますか？


私も某県の耐震物件で低減を言われ１３５度フックないものは倍ピッチで見るように指導がありました。

部分はつりで写真を撮ったもので確認しましたが主筋が隅に無かったり・・＾＾；それ以前の「現況」が出てきたりして・・・。

倍ピッチにしても断面に対して元々粗いのでそんなに影響ないです。2種要素の判定くらいですが、診断物件ほとんどＦ＝１．０狙いなのでどちらにしろ極脆性解消くらいです。

フープのフック斫りに立会いました。
内柱だと１回でフックのでる確率は1/4ですが、外柱だと施工上からほとんど内部側にあり確率1/2になります。
予想通り内部側２回目ででてきました。外側のかぶりをとればフープの曲がり具合から90°か135°かを見分けられます。
1973年度竣工の建物でしたが、90°でした。
角２箇所も斫ると断面欠損が大きく好ましくないと感じましたです。

>内柱だと１回でフックのでる確率は1/4ですが、外柱だと施工上からほとんど内部側にあり確率1/2になります。

(ﾟoﾟ)　１階は外部から取るように指示しました（耐力度調査）・・・・電話電話〜。

>1973年度竣工の建物でしたが、90°でした。

７３年だとＤ１３＠１００になっていたのでは。？

>角２箇所も斫ると断面欠損が大きく好ましくないと感じましたです。

明日は梁下端も斫り。上端筋が判らないので意味がないのです。建物を傷めるだけ。
梁調査をしない方がメカニズム・短スパン梁の計算をしなくて済むので・・・。(^^；

なるほどですね。
倍ピッチですかぁ。
行政によっても違いますね。
私が出た委員会ではそういった指摘を受けた事はありません。

たしかにハツリ現場で思うのは私も「こんなにハツっていいんやろか？」です。既存躯体はあまりいじらない方がイイですよね。
外柱は内側ですかぁ・・参考になりましたm(_ _)m。

ハツリではありませんが、学校のコア抜きで電気線切って、往生したことを思い出します。(^^;)

いつもこちらの掲示板で勉強させていただいております。
この場をお借りしてお礼申し上げます。

　たまたまですが、私が現在診断中の現場が90°フックです。
その建物の構造図が存在しなかった為、やむなくハツリにて
調査したところ判明しました。
「せん断力を低減」と言われてもどのあたりの数値にする
のか悩んでいたところです。
　ＨＯＯＰを倍ピッチにするという指導があることを始めて
しりました。当方の判定会でもいままで無かったことなので
参考にさせていただきます。
　この掲示板を拝見する以前の、90°フック診断建物は
Ｑmu/Ｑsuの比が1.5以下のもののＦ値を1.0（せん断破壊）
とし、ざっくりと判定しようと思っていました。
Ｑsu計算式で　0.85√ｐｗ　このｐｗが半分（ピッチ倍）
になった場合√0.5＝　0.707　逆数　1.4・・　で　1.5
と、ざっくりすぎますが（笑）。
　また、判定結果ＯＫ、ＮＧによって再度安全側の追加
検討をしようと思っています。

柱張り斫りの立ち会いに行ってきました。
斫りの位置にヒンジが出来そうな気がする・・・・。(^^；
フープは１３５度フックでした。

>「せん断力を低減」と言われてもどのあたりの数値にする
>のか悩んでいたところです。
>　ＨＯＯＰを倍ピッチにするという指導があることを始めて
>しりました。当方の判定会でもいままで無かったことなので
>参考にさせていただきます。

倍ピッチではなくて全く効果無しの０（フープ無し）かも知れません。はっきりした根拠はないし、良くわからないので取り敢えず倍ピッチにしておこうか・・・と言うことです。
確か埼玉県の判定会の資料（１０年ぐらい前）にあったと思います。どこにあるか見あたりません。

>　この掲示板を拝見する以前の、90°フック診断建物は
>Ｑmu/Ｑsuの比が1.5以下のもののＦ値を1.0（せん断破壊）
>とし、ざっくりと判定しようと思っていました。

Ｆ値低減ではなくてＱmuのつもりがＱsuになってしまう可能性がありますので御注意。
軸耐力の検討では倍にしなくて良いような気がしますが、倍にしているようです。

>Ｆ値低減ではなくてＱmuのつもりがＱsuになってしまう可能性がありますので御注意。
>軸耐力の検討では倍にしなくて良いような気がしますが、倍にしているようです。

そうですね、ＱsUになりますね。気をつけます。
ピッチ倍は、２種構造の判定で影響がでそうですね。
それにしても２種判定検討は、２００１年度版になって
指針がはっきりしましたが、厄介です(^。^;)

ありがとうございました。

一般のRCでも屋外階段の受壁につなぐ梁は、幅200とかです。
そこにD19なんて入れたこと・・・ないな。

>そもそも粗骨材の最大寸法はJASSかなんかで２５ｍｍに決まっているのではなかったでしょうか？

Fc-21-18-20が普通では。？

>私は１８０の幅ではSTP D10 主筋 D16までとずっと思ってきましたがこうゆうのもありなんですかね？

STP D10 主筋D13までにしてます。最近、平屋しか計算したこと無いもので。(^^；
東京都オレンジ本の後ろに、標準図が載っています。
Ａ型で200 B型で220になっています。

>一般のRCでも屋外階段の受壁につなぐ梁は、幅200とかです。
>そこにD19なんて入れたこと・・・ないな。

かぶり 31 +縦筋 18(D16)"＊２"+STP 14(D13)+主筋 21(D19)+あき 30
+)+主筋 21(D19)+STP 14(D13)+かぶり 31 =198では？

壁と同幅なら柱の曲げ補強筋にあたって入らないかと・・。

あ、壁厚150のシングル配筋・・・・かな？

>そもそも粗骨材の最大寸法はJASSかなんかで２５ｍｍに決まっているのではなかったでしょうか？

砂利では25ｍｍ、砕石及び高炉スラグ粗骨材は20ｍｍです。

>そもそも粗骨材の最大寸法はJASSかなんかで２５ｍｍに決まっているのではなかったでしょうか？

日本建築学会「壁式構造関係設計規準集・同解説（壁式鉄筋コンクリート造編）2003年版の壁式鉄筋コンクリート造設計規準９条施工では、「粗骨材の最大寸法は20mm以下とする。」とありました。

>日本建築学会「壁式構造関係設計規準集・同解説（壁式鉄筋コンクリート造編）2003年版の壁式鉄筋コンクリート造設計規準９条施工では、「粗骨材の最大寸法は20mm以下とする。」とありました。

以前は図面にわざわざ「粗骨材の最大径は２００ｍｍ以下」と書いていましたね。

皆さんどうもありがとうございます

都の指針の構造配筋標準図（２）は私も確認しています
これでおさまりＡ　かぶり厚３０と考えると
梁主筋 D19　曲げ補強筋 D16　だと該当してしまうのです


>あ、壁厚150のシングル配筋・・・・かな？

壁厚180のダブル配筋です

粗骨材の記述は気がつきませんでした、勉強になりました

このケ−スは完全にNGと言うわけではなくぎりぎりＯＫというのが答えとなるのでしょうか？

私としては３階建てでD19を使うあたりからこの設計者の甘さを感じ
（しかも4-D19とかです）なにか間違いがあるのだろうと思っております。

>>私としては３階建てでD19を使うあたりからこの設計者の甘さを感じ
>（しかも4-D19とかです）なにか間違いがあるのだろうと思っております。
>
>
構造設計者は監理を請けて無くても、もっと現場へ出るべきです。
現場で鉄筋が納まらない、溶接ができない　という初歩的なミスはもっと少なくなると思います。
WRCで太径を使う場合、かぶりも大事ですが定着時の曲げ半径にも注意が必要です。壁厚１８０の中に納まりきらないです。
こういう事は計算では出てきません

>かぶり 31 +縦筋 18(D16)"＊２"+STP 14(D13)+主筋 21(D19)+あき 30
>+)+主筋 21(D19)+STP 14(D13)+かぶり 31 =198では？

Ａタイプなので縦筋のうち１本はあき30の中に含まれています
198-18=180と言うことです

もぐらさん貴重なご意見ありがとうございます

>Ａタイプなので縦筋のうち１本はあき30の中に含まれています
198-18=180と言うことです

なるほど。了解です。

>構造設計者は監理を請けて無くても、もっと現場へ出るべきです。

さらに機会があれば破壊実験（実被害含む）をよく見るべきです。

>日本建築学会「壁式構造関係設計規準集・同解説（壁式鉄筋コンクリート造編）2003年版の壁式鉄筋コンクリート造設計規準９条施工では、「粗骨材の最大寸法は20mm以下とする。」とありました。

確かにそうなのですが、角ばった砕石コンクリートより丸い砂利コンクリートの方が単位水量の少ないコンクリートにし易く、砂利の使用できる地域では砂利を使用してひび割れの少なくなるように配慮しています。壁厚は200としています。

やまだサン

>Ｗ+100、Ｈ+150は大きすぎるのでしょうか？

全くそれで普通だと思います、Ｗ＋１２０の
場合も有りますね、アンカー筋の溶接施工性の
問題です、構造の問題ではないですね(--;)

やまだサン

>全くそれで普通だと思います、Ｗ＋１２０の
>場合も有りますね、アンカー筋の溶接施工性の
>問題です、構造の問題ではないですね(--;)

私もぜんぜん問題ないと思います。

サッシ種類によってそのつど違いとは思いますが、Ｗ＋60+60→120で通常行っています。

構造の問題ではないんじゃないでしょうか。

皆さん、有難うございました。
一般的だと意見を頂き安心しました。
構造的な問題では無いとは思いましたが、
壁式の場合、壁長さが微妙に変ってしまうので・・・。
たいした問題ではないんですが・・・。
どうも有難うございました。


>やまだサン
>
>>全くそれで普通だと思います、Ｗ＋１２０の
>>場合も有りますね、アンカー筋の溶接施工性の
>>問題です、構造の問題ではないですね(--;)
>
>私もぜんぜん問題ないと思います。
>
>サッシ種類によってそのつど違いとは思いますが、Ｗ＋60+60→120で通常行っています。
>
>構造の問題ではないんじゃないでしょうか。

>>やまだサン

壁式の場合はまともに耐震性に影響を与えるので気をつかいますね。壁式に限り意匠屋さんと逃げをいくつにするか打ち合わせをします。
通常開口寸法＋１００（Ｗ、Ｈとも）で行っています。
四周50mmという感じ。

開口大きくしすぎても荷重が少なく見積もられるので
数10mmは建物全体としてはそう影響は無いかも＾＾；

手元に現在着工中の壁式構造の施工図がありますが、躯体開口はＷは50ｍｍづつ、Ｈは上が50ｍｍ、下が90ｍｍです。

皆さんと同じく一般的だと思います。

サッシアンカーの溶接ができるのであれば少々詰めることは可能でしょうけど、10ｍｍとかのオーダーでは？
その意匠屋さんは、施工図を直させるんでしょうかね？

まさか、構造計算だけ「小さくしろ」って言ってるんじゃないでしょうな。

駆体図を書いたときに、サッシ屋サンから

　　　６０
６０　　　　６０
　　　９０　
が施工しやすいと言われて以来、ＷＲＣ配筋図（平断面・軸組とも）上記寸法にしています。
打ち放しでは、１５＋４５アゴチンです。

>その意匠屋さんは、施工図を直させるんでしょうかね？
>
>まさか、構造計算だけ「小さくしろ」って言ってるんじゃないでしょうな。

計算書を訂正して欲しいという意味では無かったです。
構造設計事務所を下請けと考えているような、私にとっては
ハラワタが煮えくり返るような態度の意匠設計事務所でした。
初めてお仕事を一緒にしましたが、どうも馴染めません。
要は『サッシュの余裕はこんなに見込む必要ないよ』ということを言いたかったみたいです。
どうせ10ｍｍ程度だと思ったので、
『納まりが良ければ小さくして構わないですよ』
と答えておきました。

『あなたの構造設計は普通ではない』と言われたみたいで、ちょっと不安になっていました。

皆さんの意見を聞き安心しました。

やまだサン

>構造設計事務所を下請けと考えているような、私にとっては
>ハラワタが煮えくり返るような態度の意匠設計事務所でした。

そう言う事務所は排除しまよう、構造屋はあくまで
意匠屋のパートナーです、キッパリ切り捨てるべきです！

へなちょこ構造やサン

>どのように計算を進めていけばよいのでしょうか？
>また、たわみ量としてはどの程度までＯＫなのでしょうか？

構造力学の公式と全く同じだと思います、鉄骨とは
ヤング係数が異なるのみ、撓み量も告示１４５９号の
変形増大係数８（１／２０００）で良いのでは？？？

Lionさん

どうもありがとうございました。
そうですよね（＾＾）
これを書いてから、そうだと思いました！

初歩的な質問ですみませんでした。
また、何かあったら宜しく御願いします。

>へなちょこ構造やサン
>
>>どのように計算を進めていけばよいのでしょうか？
>>また、たわみ量としてはどの程度までＯＫなのでしょうか？
>
>構造力学の公式と全く同じだと思います、鉄骨とは
>ヤング係数が異なるのみ、撓み量も告示１４５９号の
>変形増大係数８（１／２０００）で良いのでは？？？
>

P2＝2P1

基端M＝P1*2+2P1*4＝10P1≦20　→P1≦2kN
2m点M＝2P1*2＝4P1≦基端M

基端Q＝P1+2P1＝3P1≦5　→P1≦5/3kN
2m点Q＝2P1≦基端Q

P1＝5/3kN，P2＝10/3kN

こんな感じでしょうか？

片持ち梁なので2m点の検討は不要ですが、
現行一級建築士問題では中間点の検討が
必要な形（ラーメン）なので、一応、書いてみました。

補足です。

P1:P2＝-1:2
の方がいい感じの問題になりますね。

Ｂ×Ｄ＝１ｍ×１ｍで高さが１ｍと２ｍの柱は、どちらが圧縮強度が大きいでしょうか。強度の比率は。？

>P2＝2P1
>
>基端M＝P1*2+2P1*4＝10P1≦20　→P1≦2kN
>2m点M＝2P1*2＝4P1≦基端M
>
>基端Q＝P1+2P1＝3P1≦5　→P1≦5/3kN
>2m点Q＝2P1≦基端Q
>
>P1＝5/3kN，P2＝10/3kN
>
>こんな感じでしょうか？

ピンポン。合格確実ですね。

最初に答える人は、わざと間違える配慮があると場がもりあがります。技術者はこれができないんだな。

>Ｂ×Ｄ＝１ｍ×１ｍで高さが１ｍと２ｍの柱は、どちらが圧縮強度が大きいでしょうか。強度の比率は。？

>喰えないサン

H／Dの小さい方が強度高いです。（一級の問題こんなのありましたね。たしか。）比率は次の方に・・・・私不合格；；

momoｻﾝ
15年ぐらい前のNIF構造部屋ではザクツしなければ、同じ強度という結論が・・・・。(^^；
一応、無筋コンクリート柱でね。鉄筋があると分からない。

>momoｻﾝ
>15年ぐらい前のNIF構造部屋ではザクツしなければ、同じ強度という結論が・・・・。(^^；
>一応、無筋コンクリート柱でね。鉄筋があると分からない。

あれ、そうだったんですね・・・＾＾；
コア抜き試験がらみでそんな問題がでてたような。
ﾏｽﾏｽ　新一級試験反対！！（落ちるから）

momoｻﾝ

>あれ、そうだったんですね・・・＾＾；
>コア抜き試験がらみでそんな問題がでてたような。
>ﾏｽﾏｽ　新一級試験反対！！（落ちるから）

momoさん正解です。短い方が大きくなる。ﾃﾞｽ。
１：１の時の数値を×０．８９して補正します。。
２割ぐらい大きくなる場合があるそうです。

↑↑　別のパソコンからカキコしたので名前を忘れた。

>momoさん正解です。短い方が大きくなる。ﾃﾞｽ。
>１：１の時の数値を×０．８９して補正します。。

0.89はJISの高さ補正係数ですよね？
2002年の改正からかと思いますが0.87に変わっていますのでご注意を。

2問目は既に正解が出てますね。

余裕のない受験生にはわざと間違える勇気はありません。
わざとではなく間違えるのは多々ありますが・・・。

[３問目]

内法スパンが長辺・短辺とも同じA:ly＝lx=1.0mと、B:ly=lx=10.0mの正方形スラブが２枚あります。

これらのスラブの中心に同じ大きさの集中荷重Pのみが作用した時、最大曲げモーメントの比率は次のどれか？、但しスラブの自重は考えないものとする。

１）MA:MB＝100：1
２）　　＝　10：1
３）　　＝　1：1
４）　　＝　1：10
５）　　＝　1：100
　

この問題、自重を無視してしまったら、
今までのような、試験のための問題になってしまいませんか？

>５）　　＝　1：100
　
かな。

あってたら実力。
間違っていたら場を盛り上げるため
とご理解ください。

訂正。
集中荷重なので、

>４）　　＝　1：10

とします。

3）　　＝　1：1
距離が１０倍だけど負担幅も１０倍になるので・・・。？？？

　試験問題作成者の問題の意図、受験者の問題の受取り方で大分解答が変わってきますﾈ。
　もし試験(考査)が行われるのであれば、マークシート方式なんでしょ（現在の試験内容、方法は知らないが）
　記述式だと、変に疑り深くなって迷解答になってしまいます。
　せっかく、国を挙げて再試験をやるのであれば、記述式でやらないと意味が無いのでは。
　でも、そうなると試験官が、困ってしまいます･･･か。

　

>3）　　＝　1：1
>距離が１０倍だけど負担幅も１０倍になるので・・・。？？？

正解です。

スパンが１０倍になると、感覚的には1：1にはならないだろうと
思いますが、理論的には1：1です。

３）　　＝　1：1
Ｍｘ＝αＰＬｘ／Ｌｘ・・・この式が正しければ＾＾

>>3）　　＝　1：1
>>距離が１０倍だけど負担幅も１０倍になるので・・・。？？？
>
>正解です。
>
>スパンが１０倍になると、感覚的には1：1にはならないだろうと
>思いますが、理論的には1：1です。
>


自重無視がミソですね。＾＾；

>自重無視がミソですね。＾＾；

自重考慮→→計算できない。(;_;)

レス付かないスねぇ。答えがあって無いようなものだからでしょうか？

いずれも正解でしょうね。設計者が決めることですから。
ただこれだと答えにならないので。

私なら、５。更に柱の断面算定はしない。．．です

>レス付かないスねぇ。答えがあって無いようなものだからでしょうか？
>
>いずれも正解でしょうね。設計者が決めることですから。
>ただこれだと答えにならないので。
>
>私なら、５。更に柱の断面算定はしない。．．です

スリットをとらないでやろうとするとそうですよね。
どうもありがとうございました。

>６．壁端部に間柱を設けて耐力壁とする。

　　これをよく使います。

　　剛性評価は何番の方法が良いのかいろいろとやったのが
　　あったのですが見つかりません。

　　１スパンｘ１スパンで片側は無開口耐震壁でもう片方は
　　開口０．４でぎりぎり耐震壁の場合とぎりぎり非耐震壁で
　　剛性のやり方を変えた場合の偏心率を比較していました。

　　それで説明のできる方法を使っていたのですが、大阪市の
　　学校の設計で一番かけはなれた方法が標準だったのと、
　　楽に設計できるということでせん断力の集まらないのを
　　選んでいます。
　　一貫計算がそで壁のせん断耐力を無視しているのが原因です、
　　手計算でやり変えても良いのですが認定プログラムで手を加える
　　のは説明がうっとうしいです。

　昭和５６年建設省住指発第９６号第２第５項(１)号では、保有水平耐力が次のとおり定義されています。
　『建築物の各階における保有水平耐力は、当該建築物の一部又は全体が地震力の作用によって崩壊メカニズムを形成する場合（特定の部材の破壊により鉛直荷重によって局部的な崩壊を生じる場合を含む。）において、各階の柱、耐力壁及び筋かいが負担する水平せん断力の和として求められる値とする。』

　ＲＣ造の場合、層間変形角が1/50で保有水平耐力が必要保有水平力を上回ったとしても、崩壊メカニズムに達していなければ、層間変形角が1/50を超えて変形が進む（荷重ステップを進める）と、柱への軸力及びせん断力の増加等により、Ds値が大きくなり（必要保有水平力が増加）、保有水平耐力が必要保有水平力を下回る場合もあります。全体崩壊メカニズムに達していれば、それ以上変形が進んでも、柱への軸力及びせん断力の増加等はありませんので、Ds値に変動はありません。ただし、この場合でも、地震エネルギーが建築物の部材変形エネルギーと一致するときの部材変形角が担保されていることが前提となります。ここでいう部材変形角とは層間変形角ではなく、部材の塑性ヒンジに生じる変形角です。また、部分崩壊メカニズムの場合は、理論的には変形が進むとDs値が上がる層もあるかもしれませんが、前掲通達によれば、その時点で必要保有水平耐力を上回っていればよいことになっています。
　かけだしさまの事例の場合も、本来の保有水平耐力の考え方に沿うのであれば、崩壊メカニズムを形成するまで加力すべきで、崩壊メカニズムにおける部材変形能力の検証も併せておこなうべきです。もし、時間に余裕があれば、チェックしてみてください。
　私も現在まで7000〜8000件の構造審査をしましたが、崩壊メカニズムでの部材変形能力の検証まで添付されている確認申請はほとんどありません。しかし、限界耐力計算では部材変形能力の検証について法文で明記されていますので添付されます。最近の一貫計算では、検証が可能なようなので、これからは保有水平耐力の場合でも添付される設計者さまも増えることでしょう。

　ちなみに、Ｓ造の場合は、みなさんが一般的にされている部材の幅厚比のみによるDsの判定方法では、荷重ステップが進んでもDs値が変動することはありませんので、崩壊メカニズムに達していなくても、Ds値に相当する変形をさせても結果は同じです。

>このとき、増分解析時の層間変形角はすでに 1/50 に達していますが、ＤＳ=0.30による必要保有耐力を満足できないものとして、さらに耐力を増やす必要があるのでしょうか？
>

>かけだしさん

耐力が増える＝崩壊メカニズムに達していない
ということですからもう少し押す必要があるかと。増えないなら必要エネルギー分の変形がその建物のDｓに見合う変形性能になってくるのですが、確認検査員Aさんのおっしゃるようにその時点での部材の性能をチェックする必要がありますね。

>確認検査員Aさん
詳細な解説恐れ入ります。

あまり見ない変形性能のチェックとは具体的には靱性指針におけるチェックのことでしょうか？

変形角のファクターがあるのは靱性指針式くらいしか現状ないとおもいますが。そこまでやれば良いんでしょうけどﾅｶﾅｶです＾＾；Excelは作ってますが。（限耐用に）
当方のメインのSS2でもSS2.5なるもので考慮出来るようですが評価外になることと、またお金がとんでっちゃうので入れてません・・＾＾；（あとネーミングが半端なので・・・すいませんユ●オンさん）

確認検査員Ａ様、詳細で判り易い解説、大変助かります。


>　全体崩壊メカニズムに達していれば、それ以上変形が進んでも、柱への軸力及びせん断力の増加等はありませんので、Ds値に変動はありません。ただし、この場合でも、地震エネルギーが建築物の部材変形エネルギーと一致するときの部材変形角が担保されていることが前提となります。
>　かけだしさまの事例の場合も、本来の保有水平耐力の考え方に沿うのであれば、崩壊メカニズムを形成するまで加力すべきで、崩壊メカニズムにおける部材変形能力の検証も併せておこなうべきです。


↑　”崩壊メカニズム時において、必要耐力と変形能の確保（部材変形角の担保）は両立させる必要がある”という事でよろしいでしょうか？

実際の物件は設計ルート3ということで、計算書上、変形角の検証は盛り込まない方針でしたが、これからは頭に入れておく必要がありそうですね。

ところで、ルート3での具体的な計算上の条件設定として知りたいのですが．．．．．

Ａ.　必要エネルギー量の確保を確認するために、メカニズム時の層間変形角は、かなり大きな値を設定して良く、（たとえば1/30以上）変形角の検証を行えば良い。

Ｂ.　ルート3ではメカニズム時の層間変形角は1/50程度までとしておき、必要エネルギー量が確保できるよう部材耐力を上げるべきである。

のどちらを選択する方がより妥当でしょうか？

Ａを選択する際、ルート3では部材角に対する変形能の直接的な検証は求められていないので、いわゆる、”せん断設計”を満たす設計としておいても良いでのしょうか？

ｍｏｍｏさん、ご回答有難うございます。

>変形角のファクターがあるのは靱性指針式くらいしか現状ないとおもいますが。そこまでやれば良いんでしょうけどﾅｶﾅｶです＾＾；Excelは作ってますが。（限耐用に）


↑　同感です。

ヒンジ部の部材変形角の担保とは

ヒンジ部の塑性回転能力の必要性のことをおっしゃられているように思うのですが、（間違いだったらごめんです）

具体的に、ヒンジ部の塑性回転能力が確保されているかどうかはどのように確認したらよいのでしょうか？

　かけだし　さま
　曲がった人生　さま

　返事が遅くなり申し訳ありませんでした。

>>　全体崩壊メカニズムに達していれば、それ以上変形が進んでも、柱への軸力及びせん断力の増加等はありませんので、Ds値に変動はありません。ただし、この場合でも、地震エネルギーが建築物の部材変形エネルギーと一致するときの部材変形角が担保されていることが前提となります。
>>　かけだしさまの事例の場合も、本来の保有水平耐力の考え方に沿うのであれば、崩壊メカニズムを形成するまで加力すべきで、崩壊メカニズムにおける部材変形能力の検証も併せておこなうべきです。
>
>
>↑　”崩壊メカニズム時において、必要耐力と変形能の確保（部材変形角の担保）は両立させる必要がある”という事でよろしいでしょうか？

　確認申請でここまで必要かは分かりませんが、理論的には両立させる必要があると思います。
　説明を簡略化するために、弾性時及び弾塑性時のエネルギー吸収については省略し、崩壊メカニズムに達した時点以降についてのみ着目して説明します。以下の説明において、水平変位量及び部材変形角とは、崩壊メカニズムに達した時点以降の水平変位量及び部材変形角と読み替えてください。
　通常弾塑性時まででエネルギー吸収が済みませんので、崩壊メカニズム以降のエネルギー吸収に期待して設計します。崩壊メカニズム以降の建築物の各層のエネルギー吸収量は、各層の水平力に当該層の水平変位量を乗じた量（Ｑ×δ）となりますが、当該層の塑性ヒンジ部材の曲げモーメントと部材変形角（正確には角速度だったと思う。）を乗じたものの合計（�狽l×θ）とも表現できます。当然Ｑ×δと�狽l×θは同じ値となります。当然、水平変位量を確保するためには、その時点での部材変形角において塑性ヒンジが曲げモーメントを確保しながら回転変形できる必要があります。



>実際の物件は設計ルート3ということで、計算書上、変形角の検証は盛り込まない方針でしたが、これからは頭に入れておく必要がありそうですね。
>ところで、ルート3での具体的な計算上の条件設定として知りたいのですが．．．．．
>Ａ.　必要エネルギー量の確保を確認するために、メカニズム時の層間変形角は、かなり大きな値を設定して良く、（たとえば1/30以上）変形角の検証を行えば良い。
>Ｂ.　ルート3ではメカニズム時の層間変形角は1/50程度までとしておき、必要エネルギー量が確保できるよう部材耐力を上げるべきである。
>のどちらを選択する方がより妥当でしょうか？
>Ａを選択する際、ルート3では部材角に対する変形能の直接的な検証は求められていないので、いわゆる、”せん断設計”を満たす設計としておいても良いでのしょうか？

　部材の変形によるエネルギー吸収に期待する設計方法でも、部材の強度に期待する設計方法でも、どちらでも良いです。ただし、どちらの場合でも、崩壊メカニズムの形成及びそのときの部材の状態については、注意して設計する必要があると思います。部材角に対する変形能の直接的な検証は、次の項目に記載します。

　かけだし　さま
　曲がった人生　さま

　続きです。

>ヒンジ部の部材変形角の担保とは
>ヒンジ部の塑性回転能力の必要性のことをおっしゃられているように思うのですが、（間違いだったらごめんです）
>具体的に、ヒンジ部の塑性回転能力が確保されているかどうかはどのように確認したらよいのでしょうか？

　塑性ヒンジ部材の変形能力の具体的な検証方法のひとつとして、『2001年 版限界耐力計算法の計算例とその解説』の5.3構造部材の変形能力の検証及び解5.3構造耐力上主要な部材の変形能力の検証という部分に、学会『靭性保証型指針』『終局強度型指針』を利用した検証方法が示されていますので、参考にされてはいかがでしょうか。各式の詳細な内容については難しすぎて理解できていません。おおまかな検証方針は、『�@付着強度が確保されているかの確認する。』『�A付着強度が確保されていない部材については、付着破壊の影響を考慮した終局せん断強度によるせん断設計をおこなう。』という感じです。

確認検査員Ａさま

さらに詳細なご回答有難うございました。

　話を元に戻すようで恐縮ですが、
　
私の場合ですが、設計ルート3において、層間変形角1/50程度まで変形させてＤＳを決定し、Ｑｕ／Ｑｕｎ≧1.0かつ、ＦＤ部材等も無く、せん断設計を満足していれば、仮に崩壊メカニズムに達していなくても、ほぼ問題なく構造審査をパスできていました。
この場合のＤｓ値の信頼性には疑問があると思われるのですが、追及された記憶がありません。
現在、検討中の物件も、1/40程度まで押してやっと必要エネルギー量に達する状態です。（最大変位層のみチェック）　それでも、そこまで押せ（総エネルギー量のチェックをしなさい）とは指導されないでしょう（多分？）

何故だろう？と疑問に思ったのが質問のきっかけでした。
そこで色々と理由を考えてみたのですが、

限界耐力計算では、層の塑性率が５程度以下となるよう安全限界層間変形角を設定して（通常は1/100〜1/50程度までで、それ以上の変形は期待しないのでは？）、これに対応するＦｈで要求される必要耐力が決定され、更に、解析結果について個材の塑性変形角に対する直接的な部材変形能の検証を行っているのに対し、ルート３ではＤｓに見合うせん断設計等が満足することされてます。

部材変形能の検証方法が異なるため、一概にはどちらが楽？とは言えないのでしょうが、ルート3で、Ｄｓの妥当性を担保する目的でＱ-δによるエネルギー総量のチェックを行うものとして、たとえば層間変形角1/30までの増分解析を行ってメカニズム応力を求めた場合、これに対してせん断設計等を満足させる事は実際に相当困難ではないでしょうか？

つまり、何が言いたいのかというと、ルート3では、必要保有耐力を、部材種別の集積等によって想定されたＤｓにもとずいて設定しており、限界耐力計算のように直接的に塑性率によって設定していない分、その精度を考慮して、要求耐力そのものが、元々、安全側に設定されているのではないか？ということです。

だからこそ、構造審査においても、仮に崩壊メカニズムに達していなくても（Ｄｓ値の信頼性には疑問があると思われても）概ね、層間変形角1/50程度まで解析した上で設計要件を満足していれば、特にそれ以上の要求がないのではないか？
”ＲＣラーメン：解析終了時層間変形角＝1/50ならばＤｓは信頼性有りとみなす　”　という暗黙の了解みたいなものがあるのでは？　と思ってしまった次第です。

大きな勘違いでしょうか？

コスト面では、1/50で止めるか、1/30まで押すか、大きく結果が異なります。要求のない事まではやらないでおこうと思うのも人情？だと思うのですが．．．．

荷重増分法で、何分の一まで押すかによってコストに影響するというのは、確かにそのとおりだと思います。
ただし、変形がどんどん進むと、どこかの段階からはＰ−�剏�果が無視できなくなるので、あまりにも押しすぎると解析そのものが意味をなさなくなってしまうと思います（Ｐ−�剏�果を考慮した解析なら話は別です）。
Ｐ−�剏�果については、はっきり数値で示している本が見当たらないので（１／○○程度と言われている等の表現）、数値を明言することは難しいのですが、設計者として責任が持てる（説明ができる）何らかの数値を設定するしかないと思います。

HTさま　ご意見有難うございます。


Ｐ−�剏�果については、はっきり数値で示している本が見当たらない
ので（１／○○程度と言われている等の表現）、数値を明言すること
は難しいのですが、設計者として責任が持てる（説明ができる）何ら
かの数値を設定するしかないと思います。


↑

実は、そこらへんに不安があって、前レスにある．．．．


＞ところで、ルート3での具体的な計算上の条件設定として知りたいのですが．．．．．

Ａ.　必要エネルギー量の確保を確認するために、メカニズム時の層間変形角は、かなり大きな値を設定して良く、（たとえば1/30以上）変形角の検証を行えば良い。

Ｂ.　ルート3ではメカニズム時の層間変形角は1/50程度までとしておき、必要エネルギー量が確保できるよう部材耐力を上げるべきであ
る。

のどちらを選択する方がより妥当でしょうか？


という質問になった訳ですが．．．．．

　かけだし　さま

>私の場合ですが、設計ルート3において、層間変形角1/50程度まで変形させてＤＳを決定し、Ｑｕ／Ｑｕｎ≧1.0かつ、ＦＤ部材等も無く、せん断設計を満足していれば、仮に崩壊メカニズムに達していなくても、ほぼ問題なく構造審査をパスできていました。
>この場合のＤｓ値の信頼性には疑問があると思われるのですが、追及された記憶がありません。
>現在、検討中の物件も、1/40程度まで押してやっと必要エネルギー量に達する状態です。（最大変位層のみチェック）　それでも、そこまで押せ（総エネルギー量のチェックをしなさい）とは指導されないでしょう（多分？）
>
>何故だろう？と疑問に思ったのが質問のきっかけでした。
>そこで色々と理由を考えてみたのですが、

　理由は簡単です。次の２点です。
　�@審査する側が、保有水平耐力を理解していないから。同業者の悪口を言うのは良くないとは思いますが、私の機関と同程度以上の構造審査ができる行政庁及び指定確認検査機関はごくわずかです。たまに、法に適合しないと設計者さまにおしらせすると、○○県で認めてもらったことがあるとおっしゃることもあります。
　�A指定の層間変形角(1/100等)で解析を終了する等の設計が幅を利かせ、われわれからの指摘事項に挙げることが許されない業界の雰囲気があるから。


　あと、保有水平耐力計算が限界耐力計算より安全側の設計となりやすいことの主な理由として、私は次の２点を挙げます。
　�@Gsを設定できること。
　�A塑性状態の建築物の固有周期にて加速度応答スペクトルを算定できること。


>コスト面では、1/50で止めるか、1/30まで押すか、大きく結果が異なります。要求のない事まではやらないでおこうと思うのも人情？だと思うのですが．．．．
　
　そのとおりだと思います。いままで、崩壊メカニズムの形成及びそのときの部材の検証まで確認申請書に添付しなくても確認済証の交付を受けることができましたので、設計者さまの立場としては、いまさら検討し添付することもやりにくいでしょうし、審査側の立場としては、添付を求めることもやりにくいのです。しかし、時代は少しずつではありますが、必ず前に進みます。ＲＣ造の柱梁接合部の検討も数年前には同じ状況でした。添付を求めても断られましたが、いまでは、添付が当たり前になっています。保有水平耐力についても少しずつかもしれませんが、変わってくるかもしれません。


　Ｐ−�剏�果については、『評定・評価を踏まえた高層建築物の構造設計実務（日本建築センター）』では、1/100を超える場合に考慮している設計例が紹介されています。　

>確認検査員Aさん

>　理由は簡単です。次の２点です。
>　�@私の機関と同程度以上の構造審査ができる行政庁及び指定確認検査機関はごくわずかです。たまに、法に適合しないと設計者さまにおしらせすると、○○県で認めてもらったことがあるとおっしゃることもあります。
>　�A指定の層間変形角(1/100等)で解析を終了する等の設計が幅を利かせ、われわれからの指摘事項に挙げることが許されない業界の雰囲気があるから。



現状をおっしゃられてると思いますが・・・窮屈な世の中になってきましたね。プログラムがあれば全て同じ設計が出来るとおもってる検査員の方もいらっしゃいますからね。＾＾；


>　あと、保有水平耐力計算が限界耐力計算より安全側の設計となりやすいことの主な理由として、私は次の２点を挙げます。
>　�@Gsを設定できること。
>　�A塑性状態の建築物の固有周期にて加速度応答スペクトルを算定できること。


さらに時刻歴なんてやるともっと外力減ります。
許容応力度等設計はそれだけ丸められた設計法であることをまず理解すべきだと思います。余裕を削れという意味ではなく、Qu／Qunにやたらとコダワル傾向の憂慮です。

>ＲＣ造の柱梁接合部の検討も数年前には同じ状況でした。添付を求めても断られましたが、いまでは、添付が当たり前になっています。保有水平耐力についても少しずつかもしれませんが、変わってくるかもしれません。



ｳﾝｳﾝなるほど。この傾向は検査側が要求してきたからそうなったのではなく、設計者側が検証方法を知り、文献その他をひもときながら優良な建物を造る努力をしてきたから・・・と信じたいですが＾＾；


>　Ｐ−�剏�果については、『評定・評価を踏まえた高層建築物の構造設計実務（日本建築センター）』では、1/100を超える場合に考慮している設計例が紹介されています。　



管理人さんの裏技にあるように日本建築センター「限界耐力計算法の計算例とその解説」にも検証方法載ってますよ。この検証法の根拠となった文献はエイゴなので私は検証できてません・・・

エネルギーの話はさておき、１／３０とかRCで押しちゃうと部材の変形能確保できないですよ。どこかで１／１とかって話もありましたね。

確認検査員Ａさま、ｍｏｍｏさま　ご指導有難うございます。

普段、一人でやってますと、勝手な思い込みで独断的な判断をしてしまう事が多いように思います。掲示板を通じて多くの方の考え方を参考にできることはとてもありがたく感じます。

今回は、審査を行う側の方の事情も垣間見えたりと、興味深いものがありました。

で、私なりの当面のルート3での対応としては．．．．


１.　計算書としては、従来どおり、設計限界1/100（ラーメン）メカニズム限界1/50として作成する。

２.　１の設定では必要エネルギー量の確保（Ｐ−δ効果の考慮を含む）に関して問題があると判断される場合でも、特に計算書には盛り込まず、設計過程の中で検討し反映させるものとし、余裕のある設計を心がける。


という方向で行こうと思います。




今後とも、ご意見お聞かせ下さい。有難うございました。