増設部の剪断耐力を既存ﾌﾚｰﾑに伝達できるようにｱﾝｶｰを配置すればよいと思います。

面内、上下に梁有りの増し打ち柱には、既存柱との間にパンチングが生じますので滑らないようにアンカーを打ちます。

４周とも増設するのですか・・・。
増設柱梁の主筋の定着が難しいです・・・状況よりけりです。

イメージ的には、外付け鉄骨ブレースならぬ外付けＲＣ壁補強といった感じでしょうか？
鉄骨枠がそれぞれ柱・梁になるのかなぁ。
よって、架構の曲げ耐力の算出等については外付け鉄骨ブレースの書籍を参考にしてみてはいかがでしょうか？
手元にあるのは
「既存鉄筋コンクリート造建築物の外側耐震改修マニュアル−枠付き鉄骨ブレースによる補強−」（日本建築防災協会）
がありますね。
自分も今、上下の架構で梁が平面的にズレていて、基礎梁の側面を増打ちして収めようと思っていたのですが
この質問を通して考えついたことが一つ。
鉄骨と違ってＲＣ壁は重量があるため、梁に打増しするアンカーには、この壁の自重分も考慮すべきでは？
なんて考えてみました。

でも、喰えないﾗｰﾒﾝ屋さんがいうとおり４周とも打増しするのだと、施工的に大変なような気がしますね。
外壁の外側ならわかりますが、内壁でそれをやろうとすると、施工上スラブを解体しなくていいのか。
なんて発生するような気が・・・。
いずれにせよ、面外って二次応力が発生するので、
耐震補強の際に必ず外付け鉄骨ブレースではどう？って言われるのですが、
いろんな理由をつけて避けてたりしますｗ。


いろいろ考えれる点でここ良いＨＰですね。
実務経験の浅い僕にとって大変有意義な場所です。
これからいろいろ書き込んでみたいと思うので、どうぞ皆さん宜しく御願いします。

>イメージ的には、外付け鉄骨ブレースならぬ外付けＲＣ壁補強といった感じでしょうか？
>鉄骨枠がそれぞれ柱・梁になるのかなぁ。
>よって、架構の曲げ耐力の算出等については外付け鉄骨ブレースの書籍を参考にしてみてはいかがでしょうか？
>手元にあるのは
>「既存鉄筋コンクリート造建築物の外側耐震改修マニュアル−枠付き鉄骨ブレースによる補強−」（日本建築防災協会）
>がありますね。
>自分も今、上下の架構で梁が平面的にズレていて、基礎梁の側面を増打ちして収めようと思っていたのですが
>この質問を通して考えついたことが一つ。
>鉄骨と違ってＲＣ壁は重量があるため、梁に打増しするアンカーには、この壁の自重分も考慮すべきでは？
>なんて考えてみました。
>
>でも、喰えないﾗｰﾒﾝ屋さんがいうとおり４周とも打増しするのだと、施工的に大変なような気がしますね。
>外壁の外側ならわかりますが、内壁でそれをやろうとすると、施工上スラブを解体しなくていいのか。
>なんて発生するような気が・・・。
>いずれにせよ、面外って二次応力が発生するので、
>耐震補強の際に必ず外付け鉄骨ブレースではどう？って言われるのですが、
>いろんな理由をつけて避けてたりしますｗ。
>
>
>いろいろ考えれる点でここ良いＨＰですね。
>実務経験の浅い僕にとって大変有意義な場所です。
>これからいろいろ書き込んでみたいと思うので、どうぞ皆さん宜しく御願いします。


詳しくご指導有難うございました。
やはり芯のずれは、問題ですよね
更に検討を加えたいと思います。
本当に有難うございました。

>自分も今、上下の架構で梁が平面的にズレていて、基礎梁の側面を増打ちして収めようと思っていたのですが

地中梁側面の増し打ちは工事費（犬走・側溝撤去）も念頭に置いておきませう。
途中から傾斜した壁でも良いと思います。

>いずれにせよ、面外って二次応力が発生するので、
>耐震補強の際に必ず外付け鉄骨ブレースではどう？って言われるのですが、
>いろんな理由をつけて避けてたりしますｗ。

低減率がありますよね。
で、ますます強度当たりの工事費が高くなる。

>toyochanさん

そんな検査機関は検査員含めてさらして吊しましょう＾＾；

RCのフーチングの断面全幅みれなくなってしまいます。

toyochanさん

マサカ．．又エリ−ちゃんか？

”ベ−スプレ−トを剛体と仮定”と書けば良いのです。
そういう検査官は相手にせず”構造のわかる主事”と話した方が良いです。疲れるだけです。

>学会がリブを書き忘れたのだとか、計算をし忘れたのだとか
昔、学会にミスプリかどうか問い合わせた事が有ります。
丁寧に教えて頂きました。

”貴社の名前を言った上で、学会に問い合わせてみます”も結構効くかも。

>momo　さん

早々のご返事感謝いたします。
実は「他の構造屋に聞いてみろ」と言われたのです。
「その方がよいと言われたらよろしいか」と言うと
「そんなやつおらん」

>RCのフーチングの断面全幅みれなくなってしまいます。
これについては「ベースプレートとは話が違う」の一言でした。

もぐらさん　ありがとうございます

>マサカ．．又エリ−ちゃんか？

いえ、地方のマイナーなとこです。

>昔、学会にミスプリかどうか問い合わせた事が有ります。
>丁寧に教えて頂きました。
>
>”貴社の名前を言った上で、学会に問い合わせてみます”も結構効くかも。

私もＦＡＸで聞いたことがありますが、回答に半年くらいかかったような．．．
これに対しても「聞いてみてくれ」という一言でした。

意匠屋さんには今後ここはやめてと言っておきました。

皆さんお疲れさんです。
こういう質問には血が騒ぐジーさんです
プレート加工の露出柱脚と思いますが、鉄骨造３階建以下であれば（４Ｆからは必ず認定品を使っていますが）ほぼ１００パーセントリブなしでここ１０年の間で、１０００件以上手がけていますが一度も、そんな指摘は受けたことはありませんし、現にすべて、完了検査も受けていますので、リブなしでも、ベースプレートの厚みを２８−３２程度にしておけばなんら問題はないと思います。（計算上も十分です）

”認定柱脚は実験をしたからよいのだそうです”

これで、リブなしでもいけると証明したことになってるんではないですか、（認定品と同じサイズ厚み、材質で計算すればバネ定数は近い値が出ますよね）

”計算式を説明しても、学会がリブを書き忘れたのだとか、計算をし忘れたのだとか”

分からない人に言っても時間の無駄です。

”あげくには「こんなこと一年生でもわかる」と罵倒されました”

申請者は客ですよ、客を罵倒する店がありますか、あなたが費用払ってでも即刻取り下げです。

toyochanさん

”あなたの氏名、押印してダメな理由を書いて下さい。”
と一筆貰っておきましょう。

殆どの検査官は書きませんけど。

ochaochag3 はじめまして
心強いお返事、プリントして持って行きたいくらいです

>申請者は客ですよ、客を罵倒する店がありますか、あなたが費用払ってでも即刻取り下げです。

申請してからここまで５０日近くかかっているんだそうで．．．

>もぐらさん

リブを付けて、不要だと言うことが判明したら、その追加費用請求させていただきますとでももっていきましょうかね。

頑固なおじいさんで、思いこみもあるんでしょうね．．．
若造が生意気に意見しよって．．．という感じなのです

toyochanさん

あーー。
片道２時間の現場に行ってきたら、出遅れてしまったーー！。

自分はこういう審査官に出会った経験は少ない・・というか、
ちゃんと説明して理解されなかった事は皆無です。

2007年問題と言われている「団塊の世代の大量退職」で
役所を辞めた人が、高給で民間審査機関に流れるでしょう！。

嘘か本当か定かではないが、一日の日当が10万円とか？？？
冗ーーーーーーーーーーーーーーーー談ぢゃねーーーよーーー！。
実務で一棟も設計した事がない人が、計算書も構造図もまともに
書いたことのない人が、そんなに貰っていいのか？？？
こんな噂、嘘であって欲しいのだが・・・

確認機関は選ばなければいけませんね。
こちら味噌地方ですが、先ほど確認機関のHPを覗いてみたら
構造屋さんに評判の悪い地元機関は3年前からの確認件数の伸び率は年5%ぐらい
一方、そんなに悪くない機関はバイバイゲームでしたね。支店数の関係もあるんでしょうが。

意味のある指摘には、言って貰ってヨカッタとか、それは知らなかったとか、
有難いんですが。お馬鹿な指摘は自分の首を締めるだけ（W
最近は指摘の数が係員の内部の評価になってるのは嘆かわしいです。
そんな感じを受けてます。
（下手な鉄砲．．． とかでぶっ放すもんだから迷惑しますよ）

>toyochanさん
>頑固なおじいさんで、思いこみもあるんでしょうね．．．

どの辺ですか？まさか東海地方？
思い当たる機関があります。
そこも、引退した老構造屋さんが自分の主張を押しつけてきます。
”ご自分の設計の時に考慮して下さい”と言いましたけど、ダメでした。

こういう機関はブラックリストとしてDATABASE化したいです。

toyochan サン

>頑固なおじいさんで、思いこみもあるんでしょうね．．．
>若造が生意気に意見しよって．．．という感じなのです

おおぅ、私の逆を行く頑固じいじ、審査官が居るのね(^^ゞ
そう言う審査機関は自然淘汰されると思います。。。

>思い当たる機関があります。
>そこも、引退した老構造屋さんが自分の主張を押しつけてきます。

私は、引退したら構造はもうコリゴリです。
自分の主張を押し付ける程、偉くも馬鹿でもありません。
「細川さんのことを言ったのではない。」
分かっていますよ。もぐらさん。
確かに、世間には、頑固者・無学者がいますよね。

>何か決め手になる文献はあるでしょうか？
>何を持って行ってもだめそうな気がしますが．．．
>それとも私が間違っているのでしょうか？

遅らばせながら決め手になるかわかりませんが、学会の本（鉄骨構造の設計）に
「補剛をすると（リブ等）溶接熱による局部変形が生じるので、加工には注意すること。板厚を十分に厚くしたほうが信頼性が高く・・・」
というような文章があります。

また、知り合いの構造屋さんをできるだけ連れて行きたたみかけるとか？f(^^;

もぐらさん

>どの辺ですか？まさか東海地方？
>思い当たる機関があります。

たぶん当たりです。１階の．．．

toyochan サン

反論のようになりますが、出隅部分の計算式が無い
のは事実のように思います、以前リブ無しの柱脚計算
プログラミングをしようと思って方々探したですが
結局計算式は見あたらないで挫折したです。

実際には、有限要素法などで解析すべき部分なのでしょう
全くＡＢが利かない何て事は論外ですが、この部分（リブ
無し）計算式が有れば私も教えて欲しいです。

リブ無しでOKということで話がまとまってきているようですが
隅部のアンカーの引抜に対する応力伝達はどのように
お考えになっていますか？（圧縮側も同じなんですが）
ベースプレートが完全剛体ということであれば関係ない話になって
しまうとは思うのですが、そうでなければ指導？のように気になるところです。

>実際には、有限要素法などで解析すべき部分なのでしょう
>全くＡＢが利かない何て事は論外ですが、この部分（リブ
>無し）計算式が有れば私も教えて欲しいです。

ＡＢの引抜きがベースプレートを介して柱にどのように伝達されどこに最大応力がいくつ生じるかがよくわからない時、FEMで解析することがあります。
たいした手間ではないので、ここはFEMで解析した結果を提出されたらいいのではないかと思います。

ＳＫアンカーなんかは、柱の規模が小さいものはＡＢを隅部配置
みたいですが、大きいものは隅部配置を避けているみたいです。
私の場合は製作ものは、200角でも必ずRivで補強しております。
力の伝達を少しでも明確にしておきたいのと、B.PLの厚さを大きくしたくないのと。。。。
B.PLは終局時の応力に対して塑性断面係数、断面係数など考慮して
いささか神経質になっております・・・・・・。

東海地方の1階の頑固おじいさん、あの人かな？
もしtoyochanさんが名古屋の方なら、
「他の構造屋」として一緒に私もお供しましょうか。

あの人なら多分逆効果だろうなー。

>Lion サン
>
私は”ベ−スプレ−トを剛体と仮定”で進めています
ですので厚めに設定しています

>私は”ベ−スプレ−トを剛体と仮定”で進めています

日本鉄鋼連盟の「鋼構造設計演習」第４版Ｐ１２７にも
同様な事がかかれており、設計例題もリブ無しで遇角部を考慮しています。
「これを元に設計を行ったので、この本が間違いだと思うなら
あなたが著者に確認して私に報告して下さい」と言ってみたらどうでしょうか。

もぐらサン＆山本サン

>>私は”ベ−スプレ−トを剛体と仮定”で進めています
>日本鉄鋼連盟の「鋼構造設計演習」第４版Ｐ１２７にも
>同様な事がかかれており、設計例題もリブ無しで遇角部を
>考慮しています。

書籍を入手して一度勉強します、確実なのはやはり
支離滅裂サンのＦＥＭ解析でしょうね、これなら文句
言わせない。。。

>と−りくんこサン
>私の場合は製作ものは、200角でも必ずRivで補強しております。
>力の伝達を少しでも明確にしておきたいのと、B.PLの厚さを大きくしたくないのと。。。。
>B.PLは終局時の応力に対して塑性断面係数、断面係数など考慮して
>いささか神経質になっております・・・・・・。

それも正解でしょう。構造設計者の良い工学的判断だと思います。
どれを選ぶかは”設計者”が決める事。
審査官は”余計なお節介”はやめてもらいたいのです。
自分の考えを押しつける審査官が大杉です。

戦に出ていて遅くなりました。

担当者を構造のわかる方に変えてもらうことによって、即決済がおりました。皆さんお騒がせいたしました。

隅角部の応力伝達については独立フーチングに準じて考えればどうかと思っていますが、私は以下の方法で略算的に検証できると思います。

その１．
柱面の延長線部分に仮想リブを想定し、ボルトからＸ、Ｙ方向へ伝達する（出隅はねだしスラブのイメージ）
通常のボルト配置では、他のボルトとの影響線は干渉しないため
思ったより断面は必要としません。今回の場合仮想リブ幅50mm×版厚32mm程度を想定すればO.K.でした。

その２．
ボルトから柱出隅方向の伝達を想定し、出隅に接する４５°方向の曲げ降伏面を設定し検証する。（円柱のＢＰと同じようなイメージ）

ボルト径をＤ、ボルトから降伏想定面までの距離をａとすると
最大曲げモーメントＭD＝πＤ^2/4×ｆt×ａ
降伏モーメント　　Ｍy＝2ａ×ｔ^2/6×ｆb1
ここで、ｆt＝235(SNR400)、ｆb1＝375(SN490面外)として
Ｍy≧ＭDとすれば、ｔ≧1.215Ｄ　が導かれます。
告示の根拠はこのあたりにあるかと思います。
つまり通常のボルト配置であれば、引張側に関する限りボルト位置にかかわらず、ボルト径の1.3倍程度の板厚があればよいのではと考えられます。

参考になるかどうか・・ですが。

リブプレートを付けない時のB.PL　と　アンカーボルトは
建物の層間変形角を1/200に制限しているので、同様に引張側B.PLの変形角を1/200と仮定して撓み公式δ＝1/3（PL~3/EI)を元に必要Iを逆算し、板厚ｔを計算しました。

この時のP＝アンカーボルトの短期許容引張力（隅２本分）
L＝アンカーボルト芯から柱面までの距離×√2
　　√２とした理由は、隅はナナメ45°方向ゆえ、補正した。
I　は、柱面位置でのB.PLの全幅（ここに問題有り？）にて求める断面二次モーメント。　（ｔが未定）

ずっと前（10年以上かな）の計算でしたので、計算書の控えを
探しましたが・・部屋の模様替えの時、処分してしまったみたい。

公式の中のそれぞれの定数の取り方で随分と結果が変ると
思いますが、記憶では、アンカーM20使用で、必要板厚は20mm程度
だったと・・少し余裕を見て、PL-25としていますが・・。

「設計者の工学的判断でこのように決めた」で押し通しますが・・。

LIONさん、どーもです。

>おおぅ、私の逆を行く頑固じいじ、審査官が居るのね(^^ゞ
>そう言う審査機関は自然淘汰されると思います。。。

でもすいてるから速いのです。
我慢すれば溜まった仕事も速く終わります。

ホイホイさん

>でもすいてるから速いのです。
>我慢すれば溜まった仕事も速く終わります。

なるほどね、そんでもって手数料の割引有ったりするかも(^^ゞ
私の近くの審査機関も最近空いていて、構造審査は結構
細かい、まぁ間違った事は言わないので良いかと・・・

でもリブ自体の鉄骨量はたいしたことないわけだし、
スラブの中に埋め込めできる高さでいいから
隅にアンカー打つ場合はリブ入れておいた方がイイと思うな〜。

>でもリブ自体の鉄骨量はたいしたことないわけだし、
>スラブの中に埋め込めできる高さでいいから
>隅にアンカー打つ場合はリブ入れておいた方がイイと思うな〜。

挙動うんぬんではなく、設計者の判断を無視してリブ無しを認めなかった検査員がいたことが問題というスレタイかと。

>書籍を入手して一度勉強します、確実なのはやはり
>支離滅裂サンのＦＥＭ解析でしょうね、これなら文句
>言わせない。。。

でんも、ＢＰＬの計算でＦＥＭ解析するには費用が足りないのではﾜ・・・。
ここでAB径の１．３倍にしましたと言って勘弁して貰う。

酩酊中だろう、喰えないサン

>でんも、ＢＰＬの計算でＦＥＭ解析するには費用が足り
>ないのではﾜ・・・。
>ここでAB径の１．３倍にしましたと言って勘弁して貰う。

え”っ、「ふりーすとらくちゃー」の　お・ま・け　に
付いてまっせ＝＞平面版解析、使って無いけど〜〜〜

>酩酊中だろう、喰えないサン

うひょっ・・。
ちいさこべ最終回を見ましたか。

明日は構造の勉強会です。
その後に質疑応答会（＠居酒屋）にそなえて、酔わない練習をしていました。
来週も勉強会がある・・士会ナイター運動会と重なってしまった。

耐震判定会の先生がが３次元ソフトを自作して、説明を聞くのだけど、さっぱ〜り？？？
馬の背がﾅﾝﾀﾗとか？？？

喰えないサン

>ちいさこべ最終回を見ましたか。

勿論見ました＜多香子ＦＡＮだから(^^ゞ

>明日は構造の勉強会です。

あのう、南のお国では勉強会が多いのね、私が思うに
勉強の内容が違うようだけど＞構造酎酎研究会だと

ゴミＲＥＳでした、いつも掲示板汚してご免なさい＞ＡＬＬ

>でもリブ自体の鉄骨量はたいしたことないわけだし、
>スラブの中に埋め込めできる高さでいいから
>隅にアンカー打つ場合はリブ入れておいた方がイイと思うな〜。

私もそう思います。しかし、必ず必要とも思いません。
３階建て程度で、変形にも応力にもそれなりの余裕があれば．．．

実務経験を重ねた構造設計者が審査を行う場合、自分の設計思想以外を受け付けない危険性があることを今回感じました。
これは、他人の設計思想にふれたことがないことが原因の一つだと思います。

私はこの掲示板で、多くの設計者の考え方を享受し、視野を広く持てることに感謝しています。

　追伸

すべての方にお返事書けなくて済みません。皆さんに教えていただいた文献、アドバイス等、今後も参考に致します。
Lionさん、鉄骨屋さんご指摘ありがとうございました。
実は一つも反対意見がないのも不思議だったのです。

あとＦＥＭ解析は往々にして応力集中が生じるので、一部塑性化をどこまで認めるかも設計者判断かもしれません。

>ＲＣのせん断耐力を略式に、Ｆｃ/10としてよい、と
>人づてに聞きましたが、資料・指針等ご存じの方
>教えていただけないでしょうか？

判定委員会で、そのようなことを言われました。根拠を聞いたのですが、もうすっかり忘れました。f(^^;
私はスラブの荷重伝達の確認時にしかτ=Fc/10は使ったことがありません。

答えになってなくてすいません。m(__)m

>ＲＣのせん断耐力を略式に、Ｆｃ/10としてよい、と
>人づてに聞きましたが、資料・指針等ご存じの方
>教えていただけないでしょうか？

計算ルートの判定式２５AＷ・・・など参照してください。
耐震では30,20,10kg／cm2でしたっけ。

終局時ですね。

たとえば壁の少ないルート２−２で18AW+18AC
18kg/cm2＝Fc（180)/10
ルート１でも壁量考えれば大体合う。

また診断基準（１次）で中間（柱型付壁）は20kg/cm2
まあ大体合います。

・・あ、喰えないサンに先超されちゃった＾＾；

みなさんありがとうございます。

Y-Oさん、今回もスラブのせん断移行についてです。

特に、根拠が求められているわけではありませんが、ふと基準等があるのなら・・と思いました。

が、なくても、25Ａｗの考え方でFc/10なのですね・・

kozoさん

>ＲＣチャートで設計していますが、設定条件のうち前面受動
>土圧や土の重量を滑動抵抗として考慮できるかの判断基準
>などがあるのでしょうか？常時ではなく地震時のみに考慮
>すべき等。
>正直上記土圧を考慮しないとなかなか収まりません。

Ｌ型擁壁の底版幅はほとんど滑りで決まります、前面土圧は
考慮出来ません、後は行政が認めればＫＥＹ（突起）を設けて
押さえる場合もあります、この場合も安全率は１以上です。

>ＲＣチャートで設計していますが、

私もRCチャートでやっています。

逆Lのときは、必ずスベリでNGになります。

通常は前面受動土圧は考慮しません（安全側）。

擁壁はまじめに取り組むと非常に困難です（コスト面で）。

私も最初は抵抗を感じていましたが、最近は割り切って、突起を

つけます。

突起をつける以前は、粘性土であれば粘着を評価し手計算でスベ

リの部分を計算していました。

土質試験が前提となりますが、この費用を出しても、工事費を考

えれば安くなるはずです。

これ以外の方法は、逆Lの場合安全率を確保できないのではと思っ

ています。

yiサン

>私もRCチャートでやっています。

ＲＣチャートは試行くさび法ですかね？、私も持ってますが
使っていない、構造システムのＲＴＷにしています、行政が
試行くさび法しか認めない場合があるので採用、但し突起の
計算は出来ないのが欠点です。

>私も最初は抵抗を感じていましたが、最近は割り切って、
>突起をつけます。

行政庁によっては突起を認めない所が多いので事前に
問い合わせが必要です。

突起ってど−なんでしょうか？
施工時の問題、きちんと埋め戻しができるのか？等疑問があって採用した事有りません。なんか数字のお遊びみたいで。

逆Ｌは皆さんのレスの通り、滑りで決まりますので
自重を増やす（基礎位置を深くする）、底版を長くする、摩擦係数を道路土工を参照に大きくする。等で対処してます

皆さんＲＥＳありがとうこざいます。
やはり前面受動土圧は無視ですか。私もそんな気がしていました。基礎深さ・基礎幅等を再検討してみます。
しかしかなり思い切った寸法にしないと変わりませんね。
Lionさん　滑動の安全率は常時１．５、地震時１．０ですよね。
この常時１．５がなかなか・・・・

地質により突起はOKではないですか。
神奈川県の指針では粘着力を考慮した設計例もあるので
それを参考に粘着力を考慮すれば大抵はおさまります。
（地質調査はした方が良いです）

宣伝ではありませんが、↓↓↓のソフトを使用させてもらっています。
http://www5.kcn.ne.jp/~osaki-ks/Youheki.html
突起・粘着力考慮が、地震時の検討も可能です。
あと何と言ってもお安い。＼(^^)／

>ＲＣチャートは試行くさび法ですかね？、

試行くさびは法面のときしか採用していません。
クーロン、ないしは裏込にマットを使用するときは、ランキンでやっています（断面算定と安定で使い分けしています）。

>試行くさび法しか認めない場合があるので採用、但し突起の
>計算は出来ないのが欠点です。

私は関東ですが、計算法の指定は今まで受けたことはありません（東京、千葉において）。

>行政庁によっては突起を認めない所が多いので事前に
>問い合わせが必要です。

私も突起については抵抗を感じていました（宅地防災マニュアルにもその点の記述があります）。
しかし、実務においては、突起か粘着を考慮しないと逆Lは計算が成り立ちません（突起のない状態で1.0を確保するには大変なプロポーションになります）。
依頼者の理解が得られれば、粘着を考慮した設計が今のところ一番の方法と考えています（横浜市の宅地造成手引きでも評価していますし、右城さん書籍にもそれらしい記述があります）。

>突起ってど−なんでしょうか？
>施工時の問題、きちんと埋め戻しができるのか？等疑問があって採用した事有りません。なんか数字のお遊びみたいで。

基本的に突起は不可ですよね。
役所によっては、仕方がないので逆Ｌは突起ＯＫの場合があります。
突起周囲の埋め戻し部は、ふかふかですからセメント系固化剤や普通セメントを混ぜて転圧するように図示しています。

kozoさん

>Lionさん　滑動の安全率は常時１．５、地震時１．０ですよね。
>この常時１．５がなかなか・・・・

その通りですね、逆Ｌ型なんですね、Ｌ型よりもっと
厄介です、私の場合やんわりお断りしています(^^ゞ、
押さえ荷重が無いので計算が成り立たないからと・・・

>当方のミスで、誤ってハードウェア・プロテクトを廃棄してしまいました。
>構造ソフト社に訊くと、ビルド一貫�Vを新規購入しなければいけないとのこと。
>他社さんでも、同様な扱いでしょうか。

私は構造システムのBUS-3を使用しています。
プログラムおよびデータ使用許諾契約書で、「紛失、盗難、火災、その他の事故で消滅、毀損した場合、お客様の使用権はなくなります」とあります。
USBプロテクトが壊れないようにガードしたほうがよいのかな？

>私は構造システムのBUS-3を使用しています。
>プログラムおよびデータ使用許諾契約書で、「紛失、盗難、火災、その他の事故で消滅、毀損した場合、お客様の使用権はなくなります」とあります。

ｕｓｂ偽造防止。
または、
そっくりのusbキーを購入→ハンマーで叩いて壊す→一貫ソフトのusbと交換（購入）する。・・・の防止策なんでしょうね。
でも・・・新規購入は困りますよね。

>USBプロテクトが壊れないようにガードしたほうがよいのかな？

金庫にしまって使わないようにするしかないと思われ。

構造システムの場合。
盗難、火災等の場合は証明できれば半額負担だった気がする。
新潟地震の時は、タダで再発行してくれた気がする。
自分で無くした場合は、新品購入も仕方ない。と思う。

あとはソフト会社との交渉次第？

細川サン

みなさん書かれているように、ＨＡＳＰは原則再交付
されないと思います、故障の場合は実費で交換して
くれますが（費用は１万前後）・・・

>あとはソフト会社との交渉次第？

ソフト会社との使用契約を交わしていれば、何らかの
証明が有れば交渉出来るかもですね、それにしても
ＵＳＢＫＥＹは殆ど差しっぱなしだから紛失は考え
られない？　複数台で使用かな？

最近はＮＥＴで検知されるプロテクトＫＥＹに変わって
来ていますが、これだと１台でしか使用出来ないので結構
不便です（３Ｄマイホームデザイナープロ５とか）

皆様、アドバイス有難うございました。
これで、引退の花道ができました。

>これで、引退の花道ができました。

？？？

細川さんへ

>皆様、アドバイス有難うございました。
>これで、引退の花道ができました。

文面からして、構造設計を廃業する・・ってことですか？。
ちょ、ちょっと待って、結論を出すのは早すぎます。

ハードプロテクトを紛失？してしまっても、購入時の契約書とか
利用者証明書、ソフトの入ったCD-ROM、計算マニュアル・・
などなど、確かに買いましたという物的証拠はありますよね？。

契約では「ソフトを新規購入」ってなっていても・・確かに契約
の重要さはあるけれど、販売元の構造ソフトにもっと交渉して
みたらいかがですか？・・例えば、構造ソフトから人を派遣して
貰って、「確かに購入しています」という証拠を見てもらって
判断してもらうとか・・・当然、出張費とかプロテクトの再発行
にかかる費用は負担しなければいけないかもしれませんが・・
「新規購入」は、あまりにも気の毒。

細川さんも、好きでこの分野に入ったと思います。
他人様の建物を、責任感を持たれていかに安全で経済的な建物を
作ろうと努力されてきたと思います。
私も同じです、努力の割りには社会的地位が低いとか、年収が低い
とか・・いつも睡眠不足気味とか・・でもそれは、ひとつの目標
のためではありませんか？。

結論を出すのは簡単かもしれませんが、いま一度、ソフトメーカー
と交渉し、それでもNO！と言われ、新規購入もままならないのでしたら・・
それは、その時。

どうでしょうか？。

メーカーにも心の通じる、熱い血の通った人はいると信じています。

アメリカ的に言えば「契約は契約だから」と、なるかもしれませんが
ここは日本です、「何を浪花節的な事を言っているんだ」と
叱られるかもしれませんが、「浪花節、結構！、それが日本人の義理と人情だ」と
もしも私がメーカーの重役だったら言います。

>>文面からして、構造設計を廃業する・・ってことですか？。

そういう事です。
歳も６３歳ですし、目も衰え、手書き部分が苦痛になりつつあります。
耳がやや難聴で、打ち合わせに多少不便を感じつつ、かつ、相手に迷惑をかけています。

humさんの情熱のこもったお話には感動しました。
最近、この歳になると感動する事が少ないですが、嬉しく思いました。
やめたい気持ちがあるところへ、この度の事態が生じたので、やめる決心がついたということです。
くだらない話で、お耳汚しでした。

　細川サン

>歳も６３歳ですし、目も衰え、手書き部分が苦痛になりつつ
>あります。耳がやや難聴で、打ち合わせに多少不便を感じ
>つつ、かつ、相手に迷惑をかけています。

私の方が先輩ですね、私も耳鳴り＋老眼＋近眼＋物忘れ・・etc
でも借金のノルマ抱えていますのでもう１０年はやりまっせ〜

まぁ世間一般には６０歳定年ですから、ゆっくりされるのも
良いかもです、私には羨ましい選択です。

こんにちは。個人事務所のものです。

>そういう事です。
>歳も６３歳ですし、目も衰え、手書き部分が苦痛になりつつあります。

６０歳はまだ先のことと気楽に考えていたのですが、１年経つのが早く、そう遠くない年齢になってきました。先のこともぼちぼち考えるようになりました。
年金はそれ程もらえないし、蓄えも数年でなくなってしまう程度だし、他に収入のあてもないし、子供に面倒を見てもらう訳にはいかないし、どうやって生活しようか？
客先が少なくなってもやっぱりやめられないよな〜。

そこで、こういうことを聞くのは大変失礼かとは存じますが、
構造設計で巨万の富を築くのは到底無理だと思っているのですが、細川さんは構造の仕事を辞めても生活には困らないだけの蓄えを残されているのでしょうか？
それとも年金だけの生活になるのでしょうか？
それとも他に収入のあてがあるのでしょうか？

もし宜しかったら、辞めた場合の生活設計をお聞かせ願えないでしょうか？

>それとも年金だけの生活になるのでしょうか？
>それとも他に収入のあてがあるのでしょうか？

一介の庶民です。
安心の出来る蓄えなどありません。
すべては運命だと思っています。
最近の心境は、「面白ろうてやがて悲しき鵜飼かな」です。

新規購入が原因でやめるなんてもったいない。
ソフトだけの問題ならレンタル（ＡＳＰ）もあるし。

私はBUSユーザーですがハードプロテクトを壊した事があります
そのときは構造システムの人が事務所まで来てくれて
交換してくれました、料金は１万円だったと思います
長年のユーザーであればきちんと説明すれば新規購入までいかなくてもどうにかしてくれるのでは無いでしょうか？
まだ引退には早すぎるお年であると思います。
頑張って続けて下さい。

精神的にも金銭的にもきつい仕事ですよね。　最近特に。
役所や審査会社の、とんでもなく的を外した質疑にも、確認を通すために、怒りを抑えて丁寧な対応をしなければなりませんし。
立場上、意匠事務所の「顔」を潰すわけにはいかないですから。
耐震診断や補強も金額が下がるのに反比例して、要求は増えるし。
でも、家族を抱えて、今更止める事もできないし。　
自分は４０半ばですが、細川さんが羨ましくもあります。
好きで選んだ仕事とはいえ、最近きついです。
　　(長々とグチをこぼして、失礼致しました。)

>新規購入が原因でやめるなんてもったいない。

計算プログラムが使えないと構造設計ができなくなるというのは寂しいですね。
どうして、計算プログラムはこんなに高いんでしょう。
ＪＷ−ＣＡＤのような良質なフリーソフトをＪＳＣＡでも提供してもらえないかといつも思います。

大先輩ですから、昔はバリバリ手計算でやっておられたんでしょうね。今やコンピュータのおかげで長く仕事ができるようになったという一面もあるかもしれません。

構造設計を続けたいお気持ちがおありでしたら、充電期間を兼ねて安価なソフトや自作ソフトを研究されて新たな仕事のシステム（第２の人生）を再構築されるのもありかもしれません。

私もそのときは完全な引退でなく、趣味としてのんびりとでも続けて行くことができれば．．．と思っています。そのような仕事があればですが．．．

細川さん

何とか構造ソフトと交渉して頑張って下さい！
ここに来ている人の中にも構造ソフトのユーザーさんはいっぱいいると思います。
皆さんはきっと後押ししてくれるはずです。
プロテクトの意味は不正使用防止の為でしょうから、細川さんのように廃業まで思い込む方がそんなことをするはずが無い事は明白でしょう。

私は構造ソフトのユーザーでは有りませんが、納得のゆく結果が出なければメール抗議のお手伝い位は致します。

ケド・・・・、構造屋の将来を考えると私も辞めたいと思うことは最近多々あります。

人生の大先輩の決断ですから。

ソフト云々のみでやめられる訳ではないことはご自分でもおっしゃってますし。

我々もいずれ歩む道でございます。
引退後の人生が多幸でありますよう。

しかし、Lion大先輩はお元気だ（笑）

momoさん

>しかし、Lion大先輩はお元気だ（笑）

４０年以上掛かってやっとここ１，２年で仕事らしい仕事が
出来るようになりました、絶好調！（笑）

>しかし、Lion大先輩はお元気だ（笑）

え゛っ・・・ﾓｼｶｼﾀﾗ知らなかったのですか。
Lionｻﾝはおじいさんの経歴を書いているだけで本当は２０歳代なんですよ。

喰えないサン、ふぉろ〜ありがとう(^^ゞ

>Lionｻﾝはおじいさんの経歴を書いているだけで本当は２０歳代
>なんですよ。

気持ちは２０歳代キープしているつもりですが、実際は
孫が６人も居ます・・・

でも、まだ模型ヘリ買おうと思ったりしていますし、上原
多香子ちゃんのファンだったり（笑）
http://www.avexnet.or.jp/uehara/diary/

こんにちは。

>東京都の構造設計指針には、　中地震に対する擁壁の
>安全性について確認する　とあります。
>大地震のときの検討が求められていない
>理由が有りましたら、教えて頂きたくお願いします。
>よろしく、お願いします。

1988年の基礎指針Ｐ115　「４．地震時土圧」の項にそれらしい理由が書かれています。

「特に破壊的な地震時の状態はまだ良くわかっていない」
建築構造物の保有耐力検討用地震力に相当する土圧評価を与えるにはいたっていない。

擁壁の検討は一般的には長期の検討だけだと思います。
東京都の指針に中地震についても検討の必要性が書かれていますが、
上記の基礎指針の項に、一般的には長期の検討だけでよいとする理由も書かれています。

おはようございます。

なるほど、お忙しい所、ありがとうございました。

好物=スリット さん

>車庫、自動車通路でみればよいのでしょうか？

乗用車展示場ならば十分じゃぁないですか・・・

こんにちは。

>車のショールーム（ディーラー）の積載荷重について教えてください。
>車庫、自動車通路でみればよいのでしょうか？

乗用車なら乗用車専用車庫のLLで3900-2900-1500でいいのではないでしょうか？

>乗用車なら乗用車専用車庫のLLで3900-2900-1500でいいのではないでしょうか？


自分も「乗用車専用車庫」で充分だと思います。
実際は、もっともっと車と車の間隔が広いので低減しても
いいとは思いますが・・とりあえず「乗用車用」で設計しています。

みなさん、ご教示ありがとうございます。
乗用車専用車庫のLLで3900-2900-1500、
とあるのは、どこかに載っているのでしょうか？
勉強不足ですみません。
またご教示宜しくお願い致します。

>乗用車専用車庫のLLで3900-2900-1500、

東京都指針　p51
大阪市指針　p31

後は知りません。

こんにちは。

>乗用車専用車庫のLLで3900-2900-1500、
>とあるのは、どこかに載っているのでしょうか？

東京都の「建築構造設計指針」
大阪府の「〜取扱集」
で、数値の根拠として「行政から見た建築構造設計」に説明があります。

こんにちは
令８５条のただし書きではなく本文によって積載荷重を決めるべきです。用途は駐車場の扱いではなく店舗のはずです。

> 令８５条のただし書きではなく本文によって積載荷重を
>決めるべきです。用途は駐車場の扱いではなく店舗のはずです。

ＬＬは法律を参考にして、実情を勘案するのがベストです、
だから乗用車車庫で良いと思いますね。。。

>私の場合、物価の安い地方に住んでいて、自宅兼事務所なので
>経費も驚くほど掛からないので「4000円/時間」で請求するか
>「3.0〜3.5万円/日」で請求しています・・
>それでも「ちょっと高いから減額して・・」なんて言われる時も・・。

私もここで質問しようかと思っていました。
下の方のスレ読んだら、皆さんかなりお安い時間給だったので．．

私も人工請求時には直接人件費３万＋経費１万＝４万を目安にしています。時間給にしたら￥４０００／ｈが目安ですね。

他の皆さんはどうなのかしら？教えて下さい＞ALL

ＶＷに乗っています。
部品取り付け、作業の手間は、￥８，５００／時
と聞いています。

構造設計料は、部品の取り付け手間より安い。
私も、納得がいかないが、皆さんと同じ程度です。

もぐらサン

>私も人工請求時には直接人件費３万＋経費１万＝４万を
>目安にしています。時間給にしたら￥４０００／ｈが
>目安ですね。

同様です、姉歯君並に￥１００００／ｈ貰いたいですが(^^ゞ
根拠は一般人の年間労働時間２０００時間、経費込み年収
８００万／２０００＝￥４０００／ｈ

意匠屋さんから200m2以下でも計算書が必要になったので
安くしてくれと言われたのですが。
やることは同じなので困りますね。
同じようなのを連続で持ってこられると他を断らなければ
なりません。

事務所は自宅とは別です、4000円/時間で請求しています。
長期の仕事は経費損で何ヶ月もただ働きもあるので早く出
来るのはいいですね。

仕事以外で請求できないような事も頼まれるのですが
これは含めていません。

大阪市中央区ですが構造事務所が減ったので仕事の数はあ
ります。

ホイホイさん

>意匠屋さんから200m2以下でも計算書が必要になったので
>安くしてくれと言われたのですが。
>やることは同じなので困りますね。

私は２００平米以下は一律にしています、Ｓ造２０万
ＲＣ造２５万です、まぁ３０平米とかだと加減しますが
特に文句は言われませんね。

目下混構造３階、ＷＲＣ＋Ｗをやってますが、延べ１００平米
一貫でも全く採算割れですね、２重の手間ですから・・・

皆さん、ご回答ありがとうございます。

「4000/時間」が今のところ妥当な額と思っていいですね？。


私の場合、半日or一日で終ってしまう仕事で、相手が値切って
きた時、『納品と同時に支払う即金なら0.8掛けでもいい』と
いう条件を出したり・・レアケースですが。

それと、税務署にはナイショですが、２〜３時間で終わる概算見積もり用
の仮定断面算出などの仕事は、相手の社長と交渉して
「領収書無しで1万円即金」というのも・・
これは、会計担当の奥さんにはナイショのお小遣いにしています。

あ・・駄目ですよ、税務署にチクらないでくださいね。

でも、税務署も気の毒に思うほどの年収ですから・・あはは・・

年に2000時間も仕事無いです。
400時間仕事しているかどうかです。
これじゃ、ご想像どおり、公務員の初任給にもなりません。
副業を見つけようにも？？？？だし・・・・・・
仕事が少ない分、上乗せ請求することも出来ないし、
仕事が増えなきゃ、飯が食えません。
地方は、景気回復も遅いし、設計屋の地位も低いし・・・・・
代書屋的にしか、扱って貰えませんからね。

>年に2000時間も仕事無いです。
>400時間仕事しているかどうかです。
>これじゃ、ご想像どおり、公務員の初任給にもなりません。
>副業を見つけようにも？？？？だし・・・・・・
>仕事が少ない分、上乗せ請求することも出来ないし、
>仕事が増えなきゃ、飯が食えません。
>地方は、景気回復も遅いし、設計屋の地位も低いし・・・・・
>代書屋的にしか、扱って貰えませんからね。

2000時間以上働いても、公務員の平均年収にも遠く及ばない。
設計屋の地位も低いし、肉体労働者ぐらいにしか、扱って貰えません。
今日も、徹夜。年をとると、辛いのです。
どちらに転んでも大差はない、無限地獄でございます。。

>2000時間以上働いても、公務員の平均年収にも遠く及ばない。
>設計屋の地位も低いし、肉体労働者ぐらいにしか、扱って貰えません。
>今日も、徹夜。年をとると、辛いのです。

１２時間Ｘ３６０日＝５３２０時間働いています。
ここにｶｷｺする時間、２ｃｈ、仕事がらみの講習会、見学会、各総会、懇親会、親睦会、これに付随する翌日の体調不良を含みます。
徹夜をすると３日間は能率がガタ落ちしますね。

喰えないサン

>１２時間Ｘ３６０日＝５３２０時間働いています。
>ここにｶｷｺする時間、２ｃｈ、仕事がらみの講習会、見学会、
>各総会、懇親会、親睦会、これに付随する翌日の体調不良を
>含みます。

それって、仕事でなくって年間の生活時間じゃぁ？　でその
１／２は喰えないサンの場合は酎酎時間だったりするぅ（笑）

私の場合まぁ３０００時間／年が仕事時間のようです、
自宅兼事務所だとどうしても夜も仕事してしまう・・・
この歳になったっらゆったりと１０００時間くらいに
したいです。

しもた、
１２時間Ｘ３６０日＝４３２０時間働じゃった。(^^；)
夜勤の部は飲みながら・・・。

>私の場合まぁ３０００時間／年が仕事時間のようです、
>自宅兼事務所だとどうしても夜も仕事してしまう・・・
>この歳になったっらゆったりと１０００時間くらいに
>したいです。

時給１万円×１０００時間・・・夢のまた夢・・・。
つぅ〜。

ゴッホ＾＾さん、構造士の試験お疲れ様でした。

例年の５倍の受験者ですか、やはり増えてますね。
（私も受ければ良かった。来年は挑戦しよう。）

今年は一級建築士試験の合格率も大幅に下がったみたいですし、
構造士も難しくなるのですかね。

構造士の試験の勉強ってだいぶしたのですか？

わたしも今年受験しました。
みなさまお疲れ様でございました。「書き物」を長時間はやっぱ疲れますね。体力もけっこう必要です。

例の事件うんぬんではないのですが、電算一辺倒の毎日にもう一度手計算で設計する感覚を刺激して感じてみようと挑戦した次第です。いずれ受けるつもりでしたが、情報が希薄な試験なので二の足を踏んでいました・・・。この掲示板のもぐらさんの書き込みには感謝しています。

合格率を見ても大きく間違わなければいいと思い、すべて書き込むことに主眼をおきました。
面接はまだですがとりあえず一仕事終えてほっとしています・・。

恩返しではありませんが
いくつか私が感じたポイントを述べさせていただきます。

■製図版はあったほうがいい。私もっていくの最後まで迷いましたが、結局持って言って正解でした。それなりに手が動くので。

■参考書をチェックされている感は無かった。ひそかに見られているかもしれません・・・＾＾；禁止図書以外はいいんじゃないでしょうか。わたしは旅行カバンにいっぱい持っていきましたが中にはポケットブック１つの方もおられました。かっこいい・・・・

■１度は過去問をやる。時間が無いためある程度流れをつかむこと必要です。私先週の日曜日に何十年かぶりに図書館いきました。実際試験を受けてみて、やってよかったと思います。

■ＪＳＣＡの過去問集の冊子をくまなく読む。これけっこう重要な情報が書かれています。総評や優秀回答者の感想など情報が少ない試験なのでありがたいです。

■設問Ｂからやる。これは私はじめから決めてました。単問なので簡単ならすぐ解けるし、Ａを回答中に気にすることもありません。今年は簡単でした。ね。ゴッホさん

■固定モーメント法やＤ値法を細かくやっている時間は確実にありませんでした。私は＾＾；。時間があればやろうとおもってましたが・・・それだけに略算の方法や仮定断面のセンスが問われる試験になっています。

■設計方針をやたらと聞かれる。昨今は単なる設計内容でなくどう考えたかという項目が重要視されているようです。（JSCAもこの辺は考査方法を苦慮しているような印象をうけます。）方針だけでも全体のプラン、経済性、施工性、さらに上部架構、基礎と考え出すとダブるような項目が別々にあります。とりあえず考えて埋めましょう。

■減点もあるが加点もある。これは過去問集を読めば総評の中にそういう採点をしていることがわかります。ただ例年変遷しているかもしれません。気の利いた回答には加点があるようです。

■ちょっと驚いたこと
新品の関数電卓を支給される。わたしレンタルかと思ってました＾＾；裏にJSCAの印籠（ロゴ）付き（笑
幕の内弁当は中の上？！
いずれも４万円の元は取れませんが（笑

とりあえずこんなとこでしょうか。

終わって会社に帰るとたんまりとメールとファックスが・・・。
やる気なくして帰りました。はい明日から明日から・・・。

>終わって会社に帰るとたんまりとメールとファックスが・・・。
>やる気なくして帰りました。はい明日から明日から・・・。

明日まで明日まで・・・。
電卓はどこのメーカーですか・・・。

ゴッホ＾＾さん、momoさん　試験お疲れ様でした。

実務で構造をやっている人は多分合格です。
発表は１２月でしたっけ？
合格者は構造士ニュ−スとしてHPに記載されますので、お名前が載るのを楽しみにしています。
（”ゴッホ＾＾”、”momo”とは載らないので誰かはわからないですね）

音虫さん、momoさん、喰えないﾗｰﾒﾝ屋さん 、もぐらさん。

私の場合、特別な勉強はしませんでしたが（勉強をしている時間がありませんでした）設問をよく見ていると要求事項が読めてきます。
材料の選定、地盤との関係、床の支持、スパンの選定、仮定断面と変形、横力の対処など、実務でやっいることを素直に表現すればいいのでしょうが、ただ、試験後になって、いくつも不適切なところがあったような気がして、不安になってきます。

寝ていると夢に・・・・。

試験はもう終わったので、仕事、仕事。
新しい電卓で計算、計算・・・・。

※支給された電卓：CASIO-fx370ES

>いろいろ考えすぎたり、支給された電卓の使い方に不慣れだったため、時間配分を間違ったようです。

もぐらさんの適切なアドバイスにもかかわらず．．．
前半ちょっと丁寧にやりすぎたかな。
のんきに弁当食っている場合でなかった．．．

後半、自分の体力（耐力）と集中力の劣化を痛感しました。
試験の要領はわかったけれど、来年はもう無理．．．

みなさんは高層、低層どちらを選択しましたか？

私は高層はあまり数をやっていないのと、高層建物はセットバックしてて、気持ち悪かったので低層の大スパンを選択しました。

作業上はＨ２５００のトラス梁にしました。基礎は摩擦杭４００−５５０φで９m　Ｒa＝２５０で設定、作業上床は地中梁無しで、フラットスラブに杭打ち。


実務で疲れてて、集中力がなかったので問題文を読み間違ってないか心配・・・。

>マータさんこんにちは。

私は高層系を選択しました。
セットバックといっても所詮手計算なので低層部で重量が増えて柱が増えるわけだし
あまり深く考えませんでした＾＾；

基準階が小さいし、伏図は楽でした（笑）
地盤も良好だったので直接基礎＋地盤改良

ボロが出たら悩んじゃうのでこのへんで・・＾＾；

みなさんこんばんは。
私も受けてきましたよ。
構造士試験。
試験前は、いろいろなアドバイスを
くださったもぐらさんをはじめ
皆様に感謝いたしております。

そうそう・・・突然夢に出てくるんですよね。
あ゛〜っ・・・あれも書き忘れた・・・
しばらくは、こんなん続くのかな・・・
わたくしの場合、たぶんダメでしょう・・・
でも大変勉強になりました。
ありがとうございました。

おっ〜〜〜〜！結構多くの方が受験したんですね。

私が思うに、構造設計に正解、不正解はありません。
答は十人十色。要は設計の流れ、要点を採点しているのだと思います。
ですので、構造実務者は殆ど合格します。落ちるのは実務経験の無い人。０の状態から積算のできる図面を書く。実務経験が無ければ無理です。

１２月には多くの構造士が誕生しますね
新しい資格制度の話が出ていますが、構造士が必ず軸になると思っています。そう言う意味では今年が最大のチャンスだったかもしれません

>新しい資格制度の話が出ていますが、構造士が必ず軸になると思っています。そう言う意味では今年が最大のチャンスだったかもしれません

(´；ω；`)ｳｯ･･･　受けてない。

>もぐらさん

>答は十人十色。要は設計の流れ、要点を採点しているのだと思います。
>ですので、構造実務者は殆ど合格します。落ちるのは実務経験の無い人。
>１２月には多くの構造士が誕生しますね

落ちたとき恥ずかしくてカキコできなくなるのでかんべしてください・・・

こんにちは。

>鋼管構造の方が強度に優れ、経済的になるのではないでしょうか？

ご推察のように重量は型鋼トラスより鋼管トラスの方が軽くなる傾向にあると思いますが、鋼管の場合、仕口のディテールが難しかったり、母屋などの二次部材の製作難度が高かったりで、経済的には型鋼トラスの方が良いと思います。
鋼管トラスは見た目が美しいので意匠的に見せたいときに選択する、ということになると思います。

35mスパンで周辺に適当な支点があるとして、
形状によって、トラスやシェル、あるいはシングルレイヤーの
鋼管シェル、型鋼シェルも選択肢の中にあると思います。
デザイン性も有りますしね。
ただ、私的には、型鋼トラスの無骨なものも、ある意味、デザインとして好きです。

資材屋サン

>を作った方が鋼管（パイプ）で作るより鉄骨量が少なく、
>経済的に出来ると聞きました。
>鋼管構造の方が強度に優れ、経済的になるのではないで
>しょうか？

意匠的にパイプトラスにしたい場合は別として、経済性
なら絶対在来？トラス構造の勝ちです。

先日４０ｍ＊２スパンの工場を設計しましたが、弦材は
CT-195*300、ラチス端部2L-90*10、中央2L-65*6 H=1600
でした、トラス間隔は８ｍです、もう少し背を取れば
もっと経済的だと思います（１．６＝＞２ｍ程度に）。

立体ﾄﾗｽは、高いです。�u1万円と聞きますが・・・・
それに、加工がね。川鉄クラスに頼まないと・・・・・

鉄骨屋さん、Lionさん
ご教示、ありがとうございます。
経済性、施工性は型鋼トラスの方が良いのですね。
勝手に思い込んでおり、お恥ずかしい次第です。
構造はシェルを含め、それぞれの長所と短所を見て再検討してみ
たいと思います。

10万円の間違いでした。
立体は高い。

>10万円の間違いでした。
>立体は高い。
春先に近くの屋体の見学に行きました。
穴の開いたボーリングの球みたいなやつ高そうですね・・と質問。
鋼材が少なくてすむので、鋼材の高い今はメリットがありますよ・・・。と。
鋼材が減る分より加工費の方がはるかに多そうな気がしました。

喰えないサン、今日は酩酊中で無いみたい(^^ゞ

>鋼材が減る分より加工費の方がはるかに多そうな気がしました。

安けりゃぁ、もっと普及しますもんね、大手鐵工所ですら
採用しませんからして。。。

たかおさん、こんにちは。

レスが付かないようなので、私の思うところを少々書いてみます。

まず、極限支持力の値2400kN/m2（長期800kN/m2）については、適切な評価がなされていれば採用しても問題ない範囲と思います。また、平板載荷試験等も併用して確認した方がよりベターです。
但し、地下水位等の影響も考えて慎重に判断された方がいいと思います。

一方、このような大きな支持力を採用できても、これに見合う基礎スラブの設計そのものが困難になるケースもあろうかと思います。
現実的には、煙突の基礎のように根開きを大きく採って転倒に抵抗する方が合理的ではあります。
根開きも取れないようであれば、構造物全体の根入れを深くし、地下側面の受動土圧に期待して転倒抵抗を考えても良いかもしれません。
また、地盤アンカーや回転貫入鋼管杭のように引抜抵抗部材を用いることも考えられます。

あまり回答になってないかもしれませんが、いかがでしょうか。

ＲＥＳありがとうございます。

>一方、このような大きな支持力を採用できても、これに見合う基礎スラブの設計そのものが困難になるケースもあろうかと思います。
←　非常に大きなスラブになりました。
（正式にはべた基礎で検討しています。終局時地反力分布範囲が圧縮側の基礎梁幅ぐらいに集まります。結果的に２３００ＫＮ／�uとなります。）
　結果的に圧縮側の基礎梁に建物重量全てが等分布で加わるよう　な結果となっています。
>現実的には、煙突の基礎のように根開きを大きく採って転倒に抵抗する方が合理的ではあります。
←　敷地いっぱいに建っているので採用できません。
>根開きも取れないようであれば、構造物全体の根入れを深くし、地下側面の受動土圧に期待して転倒抵抗を考えても良いかもしれません。
←　受動土圧は考慮したことがありません（転倒の抵抗要素として）何か良い資料あります　　か？
>また、地盤アンカーや回転貫入鋼管杭のように引抜抵抗部材を用いることも考えられます。
←　これは最後の手段だと思っています。・・・

ありがとうございました。

>
>　設計応力の割り増し率の入力を開いただけで
どの項目で割り増しを開いたのでしょうか？
入力の種類が　例えば　5.3とか5.6.1とかあると思うのですが・・・教えてください
当方側で試してみますが・・・

>
>　設計応力の割り増し率の入力を開いただけで
>　設計応力の割り増し率を入力している。
>　のWARNINGがで出ます、滅多に開けないところなんですが
>　若手が入力のところを開いたようです。
>　特に1.0以下にしているわけではないのですが
>　きっと確認で聞いてくるはずです。
>
>　元に戻す方法はあるでしょうか。
>
>　サポートはお休みなので困っています。

削除する方法は入力項目を右クリックで選べばデータを削除するかしないかを聞いてきますのでそこで削除すればいいと思います。

>削除する方法は入力項目を右クリックで選べばデータを削除するかしないかを聞いてきますのでそこで削除すればいいと思います。

場所わかりました（そんな事ができるの初めて知りました）
試して見ました入力項目 12.4.9.1 の事ですね。
上記のように右クリックで削除を指定したら
消えましたよ。

ひょっとして姉歯さんはこの項目を使ったのですかね・・・

できました、ありがとうございます。
右クリックは気がつきませんでした。
これで出力できます。

>ひょっとして姉歯さんはこの項目を使ったのですかね・・・

犯罪者に、さんを付ける必要ないよ。
同情の余地無し・・・・・・

>犯罪者に、さんを付ける必要ないよ。
>同情の余地無し・・・・・・
>
了解、姉歯ですね。

>了解、姉歯ですね。

いやいや、姉歯君がぴったりです。

>ひょっとして姉歯さんはこの項目を使ったのですかね・・・

そそ、普通「割り増し」とあるのでラーメン負担を割り増したい場合に入力してましたが、姉さんは１．０未満で入力出来ることを発見したらしい・・・。それもワーニングもはき出さず。

現在はバージョンUPで前はでなかったワーニング出るし、１未満は入力できなくなってると思いますよ。

答えにはなっていませんが、昨年タイに行った時現場を見る機会があったのですが記述どうりフラットスラブのような構造でした。梁型見受けられたのですが梁成３００程度の梁とは呼べないものでした。私が見たのは７階建ての集合住宅の現場でしたが外壁はＣＢで一見壁式（柱も小さい）のような建物でした。
タイの友人に断面小さくない？と聞いたら地震がないから大丈夫と言われました。

現地の事務所に依頼したほうが良いと思います。
日本のゼネコンの出身の日本で、現地に事務所を構えている人がいます。
日本のゼネコンとコネクションがあり、日本の仕事をしている事務所があります。

>どんな些細な情報でも参考意見でも結構です。

7年前に、タイのプラントの基本計画を短期間お手伝いした時は
設計コードはBSでした。地震はないですし(風だけ)、７層程のRC建屋
でしたが、国内より２周りは小さな寸法という感じでした。

タイの現地規準がどういう物かは分かりませんが、途上国の規準は、
先進国の規準をそのまま利用しているケースが多く、台湾・韓国・
フィリピンはACI・AISCそのものですし、外国人が設計できる場合
は、コンサルが付くケースが一般的だと思いますので、すでにスペック
が決まっていると思います。プラントの場合は、海外だからといって
必ずしも、現地規準に従うというわけではなく、国内規準で設計する
ケースも多いです。

海外の商業施設を国内で設計するのはレアケースだと思うのですが、
基本計画だけなら、規準はどこでも良いよという場合もありえますし、
実施設計なら、タイで日本のような確認が必要かどうかは分かりませんが
そういう場合は常識的に考えて、現地の設計事務所を使うでしょうから
余り神経質に考える必要はないと思います。

以前、韓国のデパートで床が抜けて倒壊したニュースを見たことがあるの
ですが、タイでも不法な増築等で、倒壊していると聞いております。
不法建築が多く、姉はがいっぱいらしいです。外国人の方が、もしかしたら
信用できるのかも。

フィリピンで１年程仕事をしていたのですが、夜になると、隣のビルで
コンクリートを打っていた。40ｍ近い建物でも外壁はコンクリートブロック。
日本だけですよね、現場打ちの雑壁。ちょうど、阪神の後でしたので、
現地スタッフに日本の建築技術は遅れているのと言われてしまいました。
柱の継ぎ手位置もおかしいと。
私？　ただただ笑っておりました。

世界対応の解析ソフトならMidas-GENがあります。
各国の荷重組み合わせで設計出来ます。

それぞれ材料の規格などもコードによって選べますのでそれなりに設計出来るかと。

・日本（AIJ）
・アメリカ（AISC,AISI,ACI318-89,95,99,SSRC）
・欧州（Eurocode3,2)
・イギリス(BS5950-90)
・韓国（AIK,KCI）

タイはどこになるんでしょうね。
どの国でも建築基準くらいはあると思いますがどうなんでしょう。
私はジャパンオンリーなので＾＾；
この辺の機能は持ち腐れです。

浜辺サン

>タイのバンコクの建築構造設計実情に詳しい方おられましたら、
>どんな事でも教示頂きたいです。

タイでも地震は有るのでは？　ジャワ島沖地震とか・・・

はるか昔に地震の無い国の設計事務所に勤務して
いましたが、１０階程度のマンションでも壁は大型穴あき
煉瓦積み（無筋）ｔ＝３００〜程度、床のみＲＣスラブ
置きでした、積み重ねて行って崩壊しなければ、永久に
大丈夫と言う事です、建物のモジュールは全て煉瓦
が規準、確か１１５の倍数だった・・・寸法押さえは
躯体内法寸法とか。。。

>H-200x100x5.5x8の継手について教えて下さい。
>みなさんはどの様にされていますか？

私の場合、SCSS-H97に倣ってHTB接合にしています。
巾100の詳細図まであるから問題ないのでは？
説明で、Ｂ＝100mmの場合は、ゲージ寸法を60mmとすると鋼構造設計規準の最小縁端距離の規定寸法が不足するので56mmとした。とありました。

>私の場合、SCSS-H97に倣ってHTB接合にしています。
>巾100の詳細図まであるから問題ないのでは？

確認してみました。
確かにありました。
お恥ずかしい・・・。
僕は本がコンパクトなので『ＨＳＣ Ｈ型鋼構造標準接合部』を参照にしているのですが、そちらにはＨ250以上しか掲載されていませんでした。
もっと調べればよかった・・・。

有り難うございました。

H97の継ぎ手でもα値にはわずかに届かないので
少し考慮が必要だと思います。
少なくとも塑性領域に使うのはちょっと避けたほうが無難だと
思います。
そんなに長いスパンにはならないと思いますので一般のジョイント
位置ならそんなに問題にならないかもしれませんが。

添え板の切断方法によってヘリ空きが違いますので、H200ではFB-12x100またはPL-125x100書いています。

私は
フランジのBOLTが邪魔になってWEBのBOLTが締めにくいとの声があるため
WEBのBOLT心を３０ｍｍほど（継ぎ手心から）遠ざけています。
WEBの添え板サイズは横２３０ｘ縦１４０mmです。
WEBのBOLTは
フランジBOLTピッチ６０mmの中程に位置する事になります。

みなさん、色々な意見を有り難うございます。
ボルト接合にしても、多少の考慮は必要みたいですね。
参考にさせてもらいます。

なんちゃって構造屋さん

塑性域の計算規定が出来た当時は２００＊１００は駄目
とか言う役人さん（民間審査が無かったころ）が居ましたが
目下はあまり言われないようです、もっとも軽微で無いと
私はラーメン材に２００＊１００は使わないです、２４８
＊１２４にしておきますね、４．２ｋｇ／ｍの差ですから、
値段にてしその差はたったの￥８５０／ｍです。

一貫３では、ウエブのボルトが一列に並ばないとか
くだらないエラーが出ます。
計算書に、ソフトのバグだからと、書き込みました。

ぴょん吉さん

>一貫３では、ウエブのボルトが一列に並ばないとか
>くだらないエラーが出ます。

フランジじゃぁ無いですか、正規の計算に乗っければ
エンド寸法不足ですから、残念ながら正解ですね。

>一貫３では、ウエブのボルトが一列に並ばないとか
>くだらないエラーが出ます。
>計算書に、ソフトのバグだからと、書き込みました。

溶融メッキH-250 3-M16(F8T)で、「1列に並ばない」のメッセージが出ます。
チェックリスト他に、説明を書くのが面倒です。

>ぴょん吉さん
>
>>一貫３では、ウエブのボルトが一列に並ばないとか
>>くだらないエラーが出ます。
>
>フランジじゃぁ無いですか、正規の計算に乗っければ
>エンド寸法不足ですから、残念ながら正解ですね。
>
どうもです。ウエブでメッセージが出ますよ。
アホらしいバグです。４０＋６０＋４０で１４０だから
収まるはずです。

>どうもです。ウエブでメッセージが出ますよ。
>アホらしいバグです。４０＋６０＋４０で１４０だから
>収まるはずです。

頭の丸いボルトじゃない頃・・・フランジ２ＰＬだと、インパクトレンチがぶつかって、ウエブボルトが締められませんでした。

うーーむーーー

まともに「片持ち柱」として設計すると、柱の種類（H形鋼？角形？）にもよりますが、200幅では足りないのでは？。
意匠屋さんは、簡単に150か、ひどい場合は100角ぐらいしか考えていませんか？。
基礎だって、地耐力にもよるけど大きくなるし、深くなるし・・。

私だったら、意匠屋さんに階段の向きを変えてもらうか、踊り場の両角に柱を立てて、ラーメンを形成し、水平力に対し積極的に負担するフレームを組むよう提案しますが・・。

阪神淡路大震災の時、一本柱の高速道路がずらーーーと破壊された映像は誰だってご存知です。小さな規模でも、一本柱の架構は例え計算上はもっても、なるべく避けたいと意匠屋さんには言うようにしています。
看板などと違って、外階段は避難用にも使われるものですし大地震の時の横揺れを思うと・・・

それでも「このプランしかない」と言われたら、それなりにかなり完全率を見越して構造設計しますが・・。
消極的な意見かもしれませんが、まずは意匠屋さんと相談されたらいかがでしょうか？。

僕だったら本体に負担させます。

階段部分の地震力を局部震度1.0として算出し、柱部分に水平力を掛け、本体と接続する位置を支点とした２層フレームにモデル化して検討する。

階段の段部分は踏み板が折れ曲がっていて水平剛性はかなりありそうなので省略し、上りきっって建物と接続する部分の床ブレース及び本体との取り付け部の検討をします。

こんなんでどうだろう？

らせん階段を提案します。

中央の支柱を各層水平拘束で。
だめ？

と意匠屋に聞く。

トラス階段（柱無し）。
いつかチャレンジしてみたい。

ＲＣ造建物のＳ３Ｆ階段
Ｗ造建物のＳ１Ｆ階段３種類
どういう訳か２個所から階段のみの計算依頼が来ました。いずれも工事完了済み。(^^；
今まで、鉄骨階段の計算をしたことがないので、計算方法が解らない・・・・。(^^；(^^；
軽いから、ウェブのボルト２本だけでモーメントに抵抗できると思うのですが・・・・。ガセットの捩れが心配。

みなさんありがとうございます。

とりあえず柱が中２本では無理だと意匠さんに伝えました。

その結果、向きを変えたり踊り場先端に柱を立てるのは施主の意向でどうしても無理ということで片側に２本追加してもらいました。

つまり1SL〜踊り間までの登り側の階段部の左右に２本づつ柱があって、踊り場〜2SLまでの登り階段部は片持ち受けという状態の連続です。

柱２本よりはだいぶマシだとは思いますがこれでも1.2ｍ程度の柱スパンしか無く転倒や地震時の揺れへの心配は尽きませんが・・・（汗）
とりあえず柱脚埋込み＆基礎をそれなりに大きくしてオモリにて押さえつけようと思います。

なにかアドバイス等ありましたら何でも良いので頂けたらありがたいです。。
よろしくお願いします！

階段嫌いサン

>なにかアドバイス等ありましたら何でも良いので

最上部まで柱を延ばして建屋から水平の方杖状に
拘束出来ないのですか？

昨日も私の設計マンションの現場で、４本柱の
外部階段、５層で最上階にブレースを入れて
拘束していましたが、それでも中間層が揺れる
と言うので、追加で途中階に突っ張りを設けて
いました。

＞Lionさん

方杖状の案、、見事に却下されました・・・。

これはという案はモノの見事に却下されまくった中で柱を増やしてもらっただけでもまあ良しなんですかねぇ。。
（安全性に「まあ良し」があるか否かは別問題として）

とりあえず埋め込み深さと基礎サイズに安全を見て色々とやってみます！
ありがとうございました！

階段嫌いサン

>方杖状の案、、見事に却下されました・・・。

意匠屋への脅しが足りないですねぇ（笑）

「転倒しても良いならやるよ・・・」と私なら
言います。。。

>意匠屋への脅しが足りないですねぇ（笑）
>
>「転倒しても良いならやるよ・・・」と私なら
>言います。。。

転倒すると脅しても、形だけでよいからこの通りに計算してくれと言った・・・と記録を残しておかなければなりません。

計算してなかった既設階段の計算中（既出）・・・大変です。(^^；

脅しの方法も勉強してみますー（笑）

ところで昨日家族でお台場のフジテレビに行きました。
パイプのエスカレーターを上って屋上庭園に行く途中に「お！」と思いました。。
同じような階段があったんですよね。
こちらは丸柱でしたが中２本の柱で両側に階段が跳ね出している形状でした。
建物の中にあるのですが周囲の建物とは階段の先端部分では左右には連結されていませんでしが。
あれは柱自体は相当な太さだと思いますが興味あるのは柱脚付近の形状です。
どのような考えで転倒を防いでいるのでしょうか非常に興味ありあます。

最近は町を歩いていても階段ばかり見てます・・・（涙）

階段嫌いサン

>最近は町を歩いていても階段ばかり見てます・・・（涙）

アクロバティックな階段は良く見掛けますね、階の踊り場で
拘束して柱の無い階段、段板とささら桁を一体と考えて
有限要素法で解析すれば出来るのでしょうが、私では技量を
超えますので、やった経験が無いです、

一度自分の設計で９０°曲がり柱無しは経験が有りますが、
自前の設計監理なので最悪は中間に柱を立てるつもりでした
だが、竣工後も問題は全く無かったです。

>杭打設時、設計図と当然ずれが生じます、私は
>１００ｍｍ以内なら許容、かぶり（エンド）のみ
>確保せよと指示を出します、フーチング設計時も
>最初から１００ｍｍ加算で配筋検討します。

私も、同様に最初からフーチングと地中梁には杭偏心を考慮した設計としています。


>民間ならこれで押しますが、有る役所物件で
>最大４０ｍｍずれ（この施工は立派）なのですが
>偏芯を再検討しないで良い理由の文献！を示せと・・・

計算書の中に、100ｍｍまでの偏心を考慮してある旨をハッキリと
明記（その根拠と設計時データ）しておきますので、言われた事
は、ありません。


>どこかに書いて有りますかねぇ？　知っている方
>おられたらお教え下さい。

文献は知りませんが、設計者として工学的判断だと主張すれば
大丈夫ではないですか？。
構造を理解しているベテランの担当者なら、電話説明だけでも
理解してくれますけどね？。

>私も、同様に最初からフーチングと地中梁には杭偏心を考慮した設計としています。
>
HUMさんに質問ですが、地中梁の杭偏心の考慮はどうしておられるのでしょうか.　当方はBUILD一貫ですが基礎を持っていないので、曲げ戻しも別途加算しています.検定比で余裕を持っているのでしょうか.

ぴょん吉で御座います。
構造問題快答集１に場所打杭の偏心の回答が載っています。

一般的に１０ＣＭ（場所打杭施工ハンドブック）、柱の核の中に
杭心が入って居れば、ＦＧ等に対して補強は行わなくて良い。

既製杭でも、同じ事が言えそうですね。

四箇所メモにも、何か、もっともらしいこと書いていましたね。

humさん

>文献は知りませんが、設計者として工学的判断だと主張すれば
>大丈夫ではないですか？。
>構造を理解しているベテランの担当者なら、電話説明だけでも
>理解してくれますけどね？。

公立学校で、担当者は、ほぼ素人なので言うこと聞かない、
文献しか信じないのですね（最悪）、監理もしていないのに（泣）

>Lionさん

ｻｽｶﾞのLionさんもお手上げですか・・・。
説得力以前の問題の時がありますよね。
構造設計レクチャー報酬請求しちゃってください。

私なら40mmで部分的に再検討してハイドーゾです。
かまってられない＾＾；

momoさん

>ｻｽｶﾞのLionさんもお手上げですか・・・。
>説得力以前の問題の時がありますよね。

役所発注物件はやりたくないです、得意先に
１軒のみ役所専門が有りましてお付き合いで
やっとりますが、受注の９５％〜は民間です。

>私なら40mmで部分的に再検討してハイドーゾです。
>かまってられない＾＾；

そうなのですが、こちらも意地っ張りなもんで（笑）

>>私も、同様に最初からフーチングと地中梁には杭偏心を考慮した設計としています。
>>
>HUMさんに質問ですが、地中梁の杭偏心の考慮はどうしておられるのでしょうか.　当方はBUILD一貫ですが基礎を持っていないので、曲げ戻しも別途加算しています.検定比で余裕を持っているのでしょうか.

SHINさんへ
フーチングは、相変わらず手計算ですので、設計位置を柱面から
10cmは行ったところで行います。

地中梁は、特殊接点荷重として、長期も地震時もN×0.1のモーメントを加算。また杭頭拘束応力から求まる付加軸力×0.1も加算しています。（ちなみに当方BUS-3使用）

ただ、杭偏心が左右どちらに発生するかは、施工次第なので、とりあえず右加力時で決まった鉄筋量を、端部では上下同じ配筋にするか・・長期ラーメン応力の端部吊り上りが比較的大きい場合は、下端筋だけその分だけ減らすかしますが・・一般的には最も不利（一般的に端部上端）と思われた鉄筋量で上下同じにしています。

これらの、特殊接点荷重を入力するにも、ちゃんと手書きの一覧表で数値を整理して、役人にうだうだ言わせないよう、また、自分でも計算根拠を聞かれてもすぐに応えられるようにしています。

手書きの根拠（入力用データ）は確かに面倒ですが、視覚効果というか、いままでそれで質疑がきたことはありませんね。

とにかく、設計者としてどう考えているか、しっかりと明記すれば大丈夫というのが持論です。

>公立学校で、担当者は、ほぼ素人なので言うこと聞かない、
>文献しか信じないのですね（最悪）、監理もしていないのに（泣）

Lionさん

十ん年前、某役所仕事をした時、役所の担当者が若かったので
つまらいところでクレームがきました・・正直、うんざりしました。

Ai分布の数値から説明しなければならなかったので・・『勉強しなおしてこーーい』
と、言えればよかったのですが、そこは持ち前の話上手（自分で言うなぁ〜）の私、噛んで含めるように説明。

応力図、断面算定・・構造図の見方の説明・・何回通ったかな？？

でも、一通りレクチャーして確認もOK、その物件が竣工してからその若き担当者からお礼のハガキをもらった時は、正直うれしかったです。
っま、そんなのは稀ですがね、あははは。。。
今、彼はどうしてるかなぁ〜？。

>最大４０ｍｍずれ（この施工は立派）なのですが

物事をmm単位で考えないように。
構造計算の単位は、kN、mです。
たった、０．０４m・・四捨五入して小数点一位でまとめれば０．０mではないか。・・・と言ってみる。

「共仕」では、「水平方向のずれを100mm以下とする。超えた場合は監督職員の指示を受ける」とあります。

100mm超えたら監督職員の指示を受ける
　↓
100mm以下なら指示を受けなくて良い
　↓
無補強で可　と解釈してます。

「共仕」仕様の設計図書だとこれで対処の可能性有りかもしれません。
（また、ＬＬの低減考慮で取りきってＯＫとしたことも！）

杭の偏芯１０ｃｍは建築基礎構造設計規準A5 昭和５３年版
から１９８８年版まで下記のように書いてあります。
「・・・くい芯のずれが１０ｃｍ程度発生するものとして検討しなければならない・・・」
というのが根拠だと思います。
１０ｃｍの誤差は無視しても良いのではなく、設計時に見込んで
おきなさい、ということだと思っています。
設計時に１０ｃｍの誤差を計算しているはずだから、１０ｃｍ
以下は無視しても良いと思っているので、すべての偏芯を
提出してもらって、再計算しています。

フーチング内の杭は１０ｃｍ移動したとして、鉄筋を決めること
は可能ですが、柱芯と杭芯（杭群）を想定して計算することは
不可能と思って、設計時にその計算は行っていません。
柱ごとにＸ方向Ｙ方向ごとに±があり４つのパターンがあるため
です。

>フーチング内の杭は１０ｃｍ移動したとして、鉄筋を決めること
>は可能ですが、柱芯と杭芯（杭群）を想定して計算することは
>不可能と思って、設計時にその計算は行っていません。

私も同様です。
ベース筋の算定では10cmのずれを考慮して設計し、杭打設後杭芯のずれを全て測定してもらい、杭芯ずれによる応力から地中梁の検討をしています。稀に地中梁筋を増す必要が出る程度でした。

フーチング内の杭は１０ｃｍ移動したとして、鉄筋を決めること
>は可能ですが、柱芯と杭芯（杭群）を想定して計算することは
>不可能と思って、設計時にその計算は行っていません。

私も同様です。
多少の偏芯を考慮した断面にしています。
芯ずれの報告が来てから、再計算をして、一回目の中間検査時
に計算書を提出しています。

ついでにみなさん教えて下さい。

芯ずれを10cm程度見込む設計をする際に
杭の「へりあき」も10cm程度多く見込まれているのでしょうか？

例）場所打ち杭・・・20cm→30cm
　　既成杭等・・・・1.25d+10cm　　など。

天然さん

>例）場所打ち杭・・・20cm→30cm
>　　既成杭等・・・・1.25d+10cm　　など。

図面では見込んでいませんね、現場指示で
かぶり厚確保です。

>>例）場所打ち杭・・・20cm→30cm
>>　　既成杭等・・・・1.25d+10cm　　など。

「共仕」等で記載されているフーチング寸法は10cmの施工誤差を考慮して決められていると考えてますが、、、ダメですかね？
10cm以上ずれたときはオーバーした分+α大きくしてます。

>芯ずれを10cm程度見込む設計をする際に
>杭の「へりあき」も10cm程度多く見込まれているのでしょうか？

昔、会社内で疑問になり皆(3人)で杭のへりあきについて調べた事があります。
なにかの本、たぶん日本建築学会の「建築基礎構造設計規準」（昔のもの1952年出版かも）だと思うのですが。
それに解説があり、へりあきの基準は施工で杭ずれがあるので杭が基礎からはみだないように決めたようなこと書かれていたと思います。
私の場合、基礎筋から杭がはみ出るような場合基礎を大きくしてもらっています。

Lionさん

>図面では見込んでいませんね、現場指示で
>かぶり厚確保です。

やはりそうですよね。
場所打ち杭フーチングでへりあきを30cmにしている例はあまり見かけないものですから、ふと思いました。

自分の場合、杭間隔が取れなくなる場合等もあるので「5cm以上の芯ズレは監理者に報告」と図面に記載しています。

サリーさん

へりあきは、学会基礎規準にあります。
場所打ち杭で支圧応力度が25kg/cm2で20cm以上、50kg/cm2程度である拡底杭で30cm以上を”目安”と。

未だに昭和６３年度版なもので・・・kg単位ですが。
最新版にもあるかな・・？

天然さん

>場所打ち杭フーチングでへりあきを30cmにしている例は
>あまり見かけないものですから、ふと思いました。

あのう、場所打ＲＣ杭エンドかぶりは３０ｃｍ標準に
していますけど〜、多分関西方面の方は３０ｃｍだと？

Lionさん

>あのう、場所打ＲＣ杭エンドかぶりは３０ｃｍ標準に
>していますけど〜、多分関西方面の方は３０ｃｍだと？

へぇーへぇーへぇーへぇーへぇー!
そうなんですか。
なるほどねぇ。
りょうかいしました。

天然さん

>へりあきは、学会基礎規準にあります。
>場所打ち杭で支圧応力度が25kg/cm2で20cm以上、50kg/cm2程度である拡底杭で30cm以上を”目安”と。
>未だに昭和６３年度版なもので・・・kg単位ですが。
>最新版にもあるかな・・？

学会基礎規準2001年版には上記は見当たりませんでした。昭和63年版は確認しました。

手元にある下記基準書では、場所打ち杭のへりあきは原則として200以上でした。
東京都　建築構造設計指針2001年版　P521
横浜市建築構造設計指針2003年版　P224
公共建築協会　建築構造設計基準平成16年版　P209

既成杭のへりあきの規準はあるのでしょうか？

サリーさん

>学会基礎規準2001年版には上記は見当たりませんでした。昭和63年版は確認しました。

2001年度版には書いてないですか・・・。

>既成杭のへりあきの規準はあるのでしょうか？
昭和63年版基礎指針では、基礎スラブ周辺から杭の中心までの最短距離で打込み杭＝杭頭径の1.25倍、埋込み杭で1.0倍を目安となっていますが、
改めて調べてみると他の規準書等にはあまり書いてないものですね。
唯一手元の資料「実務から見た基礎構造設計：学芸出版社」には載ってますね。

LIONさんこんにちは。
ずいぶん賑やかな会議室ですね。
昔某所を思い出して来てしまいました。
またこちらにも寄らせていただきます。
ムダレス失礼しました m(__)m

場所打ち杭の場合、孔壁保護のため通常はケーシングチューブを使用すると思います。このとき、杭径とケーシングが同サイズであれば問題ありませんが、杭径以上のケーシングですとヘリ空きが不足します。

以前の工事で、アースドリル杭径900に対してケーシング1,200を使用した為、杭面と基礎面が殆ど揃ってしまい、基礎配筋の変更を要求(検査機関から)された事がありました。

偏芯も無く柱筋は杭主筋の中に納まっているので問題は無い、と言い訳をしましたが、基礎はあくまで杭面から200、との変更指示を受けました。
杭の曲げ負担も変わるが、それはまあいいでしょう、と言ってました。

中途半端な内容で申し訳ございません。

こ〜ちゃんサン

>ずいぶん賑やかな会議室ですね。
>昔某所を思い出して来てしまいました。
>またこちらにも寄らせていただきます。

これは又珍しいお方が(^^ゞ、ハンドルは皆さん
変えておられますが６〜７人は以前の会議室仲間です。

私は、昔の名前で出ています♪〜、ですです
書き込みをお待ちしています。。。

>昔某所を思い出して来てしまいました。

北国在住のかたデツカ。

現場うち杭のヘリ空きは２５０にしてます。
１００ずらしても、空きを２００確保できます。

道理で年配者が多いのか〜＞****さん

>北国在住のかたデツカ。

yes i do !
最近は工務店の親父にすっかりなりまして、構造はおろそかに
なりつつ、まずいな〜と思っとります。
最近ようやくBUSもﾊﾞｰｼﾞｮﾝｱｯﾌﾟしましたが、dosからwin版って
かなり使い勝手変わっているみたいで、ヤバイです(~~;)

こ〜ちゃんサン

>最近ようやくBUSもﾊﾞｰｼﾞｮﾝｱｯﾌﾟしましたが、dosからwin版って
>かなり使い勝手変わっているみたいで、ヤバイです(~~;)

やっとＷｉｎ版だって？　そりゃぁ相当ヤバイです（笑）

>1.千鳥配筋の時の巾止筋はどのように付ければ、
>　宜しいのでしょうか？

斜めに掛けていたと思います。そうせざるを得ない。

>
>2.配筋指針で見る壁の巾止筋の図は横筋が縦筋の内側で
>　横筋に巾止筋がかかっている図になっていますが、
>　横筋が縦筋の外側になる場合でも横筋に巾止筋
>　をかけて宜しいのですか？
>　それとも巾止筋は内側の鉄筋に付ける決まりがあるの
>　でしょうか？
>　（かぶりや壁筋の押さえ効果を考慮して）

外側の鉄筋に掛けると巾止筋のフックの山部分でかぶり不足になる恐れがあるので、内側の鉄筋に掛けています。
所詮補助筋なのでかぶりを優先させたい。

実際の所あまり気にして見ていない。

>だれか教えてください。

今日は閑古鳥ですね〜＾＾；こういう日もあるんですね。

>建築大変さん

こういうときこそスキルアップのチャンスです。
先輩に頼らず自分で出してみましょう。
その辺の実務本に載ってます。

無ければ過去の物件の長期軸力と断面積×Ｆｃの関係を
手で当たってみましょう。

数字を出してみるのと人に聞くのとは経験値全然違います。

>また決め方などあればご指導お願いします。

箱の場合は簡単に一貫計算しています.見積りの場合は計算書の
伏図と部材リストをそのままFAXです.

酩酊酎の喰えないサン

>半半間で確認が取れているのに、半間以上でないと筋交いは入れられないと言ったラーメン屋の根拠を示しんしゃい。

半半間って？　４５０間で筋違ってこと？？？
私の嫌いな「許容応力度設計」の本には
高さ／幅≦３．５と書かれてます、だから階高
２．８ｍだと８００ｍｍスタンスが必要。。。

若い頃の朝立ちじゃないんだからそんなにおったててどうすんの。

確か、壁倍率を決めたときの実験が910だったから。それより短くなると耐力が減少し同じ倍率がとれないから。じゃなかったかなぁ〜。
構造規定の質疑回答にあったとおもうな。

ありがとうございます。
大抵の木造本には、「１：３とすること。」「１／３が望ましい。」等と書いてあります。
筋交い（すじかい）の規準ができたころから９０cm以上だったはずですが・・・。
隣（建て売り・同一施主）はソフト入力オペさんが作った計算書だったのかな。
ヒューザーの例もあるので、施主に本当に４５cm壁でよいか聞きに行って貰いましょう・・・か。

４５ｃｍの筋交いでは効かないと思います。
プロポ−ションが悪すぎ。

”俺を信じろ”で進めて下さい

>４５ｃｍの筋交いでは効かないと思います。
>プロポ−ションが悪すぎ。

こんな時こそ仕様設計から性能設計をされては？

形状比「１：６」の場合発生する各応力の検討と、その応力をＺマーク金物で
対応出来なければ、ＰＬ等で対応する設計をして相手を説得、納得、０トクで行かれたらどうでしょうか。

>４５ｃｍの筋交いでは効かないと思います。

日本建築防災協会「木造住宅の耐震診断と補強方法」の質問・回答集では、
筋かいの場合、設置幅が短いと筋かいの傾きがきつくなるため、910幅の筋かいに比べて大きな力が働きます。このため、長さに比例した耐力が保障できません。
筋かい90cm以上、面材60cm以上となっています。

巾45cmで、中間に梁を入れて筋かい２段の場合は効きそうな気がしますが、面材で60cm以上なので無理かな。

基礎工事まで終わっていまして・・・・。
アンカーボルトの都合で、今更変更は出来ないのですが、隣が出来てどうしてこっちは出来ないのだ・・・と。　(´･ω･`)

>基礎工事まで終わっていまして・・・・。
>アンカーボルトの都合で、今更変更は出来ないのですが、隣が出来てどうしてこっちは出来ないのだ・・・と。　(´･ω･`)

概略で計算したところ、初期の計画がシングルでなくダブルの筋かいならば、おおよそ
４０％程度（半割筋かいダブルを100％とした場合）の性能が見込めますよ。

ただし、コーナー部でなく中間部の２階建ての1階部分で・・・

>概略で計算したところ、初期の計画がシングルでなくダブルの筋かいならば、おおよそ
>４０％程度（半割筋かいダブルを100％とした場合）の性能が見込めますよ。
>
>ただし、コーナー部でなく中間部の２階建ての1階部分で・・・

有り難うございます。
軸力の大きな位置に耐震壁（筋交い）を設けるのが鉄則ですからね。

喰えないサン

>軸力の大きな位置に耐震壁（筋交い）を設けるのが鉄則
>ですからね。

そうなのですが、木造とかＳ造、ＷＲＣ造でやはり出隅には
耐力壁、ブレースで固めませんか？　一番軸力が無い位置です、
出隅を外すと何か構造的に抜けた気がするのは私だけ？

>そうなのですが、木造とかＳ造、ＷＲＣ造でやはり出隅には
>耐力壁、ブレースで固めませんか？　一番軸力が無い位置です、
>出隅を外すと何か構造的に抜けた気がするのは私だけ？

Ｓ造では避けろことが多いです。
木造でも避けることがありますが、大工さんから質問が来て面倒なので入れます。
3階建てでは、３連層壁にならないように3階部分には入れません。

>>そうなのですが、木造とかＳ造、ＷＲＣ造でやはり出隅には
>>耐力壁、ブレースで固めませんか？　一番軸力が無い位置です、
>>出隅を外すと何か構造的に抜けた気がするのは私だけ？
>
>Ｓ造では避けろことが多いです。
>木造でも避けることがありますが、大工さんから質問が来て面倒なので入れます。
>3階建てでは、３連層壁にならないように3階部分には入れません。


どんな構造でも、バランス等の適切な構造計画の基本は変ら無いですね。