最近、すべて収束計算を行っています。
嫌なら1cm以内に収めるようにしています。

。
>そこで、適判より
>”杭頭変位が１ｃｍを超える場合は、収束計算をしてくださいと。”

構造設計一級講習テキスト　P325　「構造計算適合性判定のﾁｪｯｸﾘｽﾄ解説」No234

E0=700Nで　1cmを大きく超える杭頭変位の場合　E0の妥当性を問う

となっています。

>通常、そこまで検討を行いますか。
>すみませんが、宜しく御願い致します。



皆々様、こんばんわ

：杭頭変位が１ｃｍを超える場合 ：

�@上部構造体にスェーバネを考慮する。
�A杭頭変位の収束計算をする。

私は�@でやる能力がないので、もっぱら簡単な�Aでやってます。

と、思います・・・・・・デス

地盤の水平バネを算出するとき、1cm の変形を許容する条件で解析しています。解析の結果、1cm 以上の変形を生じた場合には、変形の程度により曲げ応力を割増す補正値αを算出します。
α=1/{yo^(-1/2)} 式で算出します。

と言うのをみたことがあるが。

>そこで、適判より
>”杭頭変位が１ｃｍを超える場合は、収束計算をしてくださいと。”
>
>通常、そこまで検討を行いますか。
>
>すみませんが、宜しく御願い致します。

通常行います。
10mmを超えた場合は注意です

>通常、そこまで検討を行いますか。
>
通常はそこまで変形させない。それが設計だと思う。
どうしようもない場合の手段で、当然検討は要では。
計算式自体に1ｃｍを超える想定はないとどこかに書いていますよ。

初めまして、こんばんは。

私は液状化の恐れがある場合は、以下の２パターンを
検討しています。

１．液状化しないとした場合
　通常のＥｏで検討し、杭頭変位が１．０ｃｍを超えた場合は
　杭頭変位による低減を行う。
　地下壁等が２．０ｍ以上の場合は地下壁による
　水平力の低減有り

２．液状化するとした場合
　液状化による低減係数を考慮して検討。
　杭頭変位が１．０ｃｍを超えても杭頭変位による
　低減は無し。
　地下壁による水平力の低減は無し。

上記検討を比較して、大きい応力にて設計としています。
一般に、液状化した場合の方が大きいですが．．．

「建築耐震設計における保有耐力と変形性能」では
液状化する場合の杭頭変位が１．０ｃｍを超えていても
杭頭変位の低減はしていません。
（ただし、この本の場合は保有耐力時です）

ちょっと古い本ですが、参考にしてみて下さい。

>：杭頭変位が１ｃｍを超える場合 ：
>
>�@上部構造体にスェーバネを考慮する。
>�A杭頭変位の収束計算をする。
>
>私は�@でやる能力がないので、もっぱら簡単な�Aでやってます。
>
>と、思います・・・・・・デス



�@上部構造体にスェーバネを考慮する。

　↑杭頭変位が１ｃｍを超える場合の収束計算と関係ないんじゃないの？

>地盤の水平バネを算出するとき、1cm の変形を許容する条件で解析しています。解析の結果、1cm 以上の変形を生じた場合には、変形の程度により曲げ応力を割増す補正値αを算出します。
> α=1/{yo^(-1/2)} 式で算出します。
>
>と言うのをみたことがあるが。
>
>

建築基礎構造設計指針(2003)P276にあります。
Ky=Ky0･y^(-1/2)
やっぱり、やらないといけないと思います。

＞収束計算
すいません、どなたか文献をお示しください。
（計算例などあればありがたいです。）

＞通りすがりの自称構造屋様
液状化Ｅｏ低減と基礎指針ｙｏ低減は合算しなくて良いって事ですよね？
一般的にそのように扱われているものなのですか？

他、杭体が弾性領域内にあるか否かについては、どの様な書籍を参照すればよいですか？

>
>>通常、そこまで検討を行いますか。
どこの適判が
http://ja.wikipedia.org/wiki/%E6%A7%8B%E9%80%A0%E9%81%A9%E5%90%88%E6%80%A7%E5%88%A4%E5%AE%9A%E6%A9%9F%E9%96%A2
いっているのだろう。参考にみんなに教えて

>通常、そこまで検討を行いますか。

建築基礎構造設計例集（建築学会）

5.1　3階建の例では　変位の計算してないが　1.85cm　で　液状化の低減のみ

5.3　8階建の例では　液状化のときの変位　3.2cm　を「やや大きい」として　ｻﾝﾄﾞｺﾝﾊﾟｸｼｮﾝをおこなっています。

>”杭頭変位が１ｃｍを超える場合は、収束計算をしてくださいと。”
>通常、そこまで検討を行いますか。

Kh=80*E0*B^(-0.75)の式を使うのなら変位をおおむね1cm以下に
するのは通常行われているものと思っていました。
技術基準P399に「・・・望ましい。」と書いてあります。
「・・・望ましい。」というので、意地でもやらない。
というのではなく、望ましいのなら、なるべくそうしましょう、
と思っています。

＞通常はそこまで変形させない。それが設計だと思う。

「変形が１ｃｍを超えてはいけない」のではないのでは？
式が「変形が１ｃｍ程度のとき」を前提としたものなので
そこから大きく異なる場合は補正が必要だということでは
ないでしょうか。

通常はＰデルタが無視しうる範囲ならば差し支えないのでは？
もっと言えば、Ｐデルタや設備配管の追従性を考慮すれば大
変形を許容した設計もありではないかと思います。

> 式が「変形が１ｃｍ程度のとき」を前提としたものなので
> そこから大きく異なる場合は補正が必要だということでは
> ないでしょうか。

同意見。
http://www.japanpile.co.jp/cms/techmenu/thesis/tech_10/pg6000/image/file6000_10_1.pdf
参考まで。

> 通常はＰデルタが無視しうる範囲ならば差し支えないのでは？
> もっと言えば、Ｐデルタや設備配管の追従性を考慮すれば大
> 変形を許容した設計もありではないかと思います。

まずは、超えない努力では？
私は、どうしても選択肢が無い時と考えています。

サッパリわからん。収斂（れん）計算とゆう文言で基礎指針の巻末に計算例がありますな。
設計例集（購入）には収束計算とゆう言葉が登場し、なんだか難しそうだぞ！？

>沖縄県で建築サポートセンターなるものができました。

日刊建設工業新聞によると、
構造・設備１級建築士による法適合確認業務などを行う。
国交省は、大都市を除いた地域でサポートセンターを設置していく。
ようです。

http://www.decn.co.jp/decn/modules/dailynews/news.php/?storyid=200810210103001

>>沖縄県で建築サポートセンターなるものができました。
>
>日刊建設工業新聞によると、
>構造・設備１級建築士による法適合確認業務などを行う。
>国交省は、大都市を除いた地域でサポートセンターを設置していく。

官製のハンコ屋さんかな。
個人構造屋さんの仕事をまとめて奪いとるのん？

地方に構造の審査を出来ない人が
確認審査をしているのは実情です

>素人を育成して世に出すなら判るが
>バリバリの経験者を育成？？？
>
>なめてんのか？
>
>それとも天下り先の機関を作りたかったの？
>

シルバー人材センターの受注業務の一環でしょうか。
またまた、いろいろな仕事を創出しますね。

>沖縄県で建築サポートセンターなるものができました。

>要するに今の技術者は能力不足だと言っている
>訳ですね〜
>
>素人を育成して世に出すなら判るが
>バリバリの経験者を育成？？？
>
>なめてんのか？
>
>それとも天下り先の機関を作りたかったの？

なんじゃこら!!
自分たちで,作った資格者を信用してないということ?
ふざけた話だ。
この何とかセンターに地方の零細構造屋はつぶされるのか?

>自分たちで,作った資格者を信用してないということ?

信用してるから職員にしてるんじゃ・・・？

>この何とかセンターに地方の零細構造屋はつぶされるのか?
>
「法適合確認業務などを行っていく」とあるけど、実質的には県が構造設計事務所を作るってことじゃないの？

>
>>自分たちで,作った資格者を信用してないということ?
>
>信用してるから職員にしてるんじゃ・・・？

沖縄県のには仕事しながら、職員を教育していくと書いてある。

>最近、このべんりねっとを見て勉強させていただいています。
>はじめてスレするのですが、教えてください。
>（過去スレありましたらすみません。）
>
>木造住宅のベタ基礎の鉄筋の定着長さとかぶりについての質問なのですが。
>
>�@基礎立上り幅１２０mmの時、根入れ部分はかぶり６０mmを確保できないと思うのですが、配筋検査時とかに指摘されたらみなさんどのように説明されていますか？
>
>�A基礎スラブの定着で４０ｄと考えるとD13×40＝520mm必要になり
>立上り400や根入れ300の深さでは足りません。配筋検査時とかに指摘されたらみなさんどのように説明されていますか？
>
>RC造のかぶりは令79条にありますが、黄色本p136の令71条の解説でRCの建物限定のように読み取れるのですが・・・。
>
>木造に詳しい方よろしくお願いします。

�@について
私は木造でもしっかりとかぶりを確保します（確保するよう努力しますが　精解ですが）
地中部分はフカシをしたりします。（無視されることも多々あり）

120幅だと建物外周部（側面を壁に接する部分）はカブリが足りないとのフックはつけられませんね。

�Aについて、スラブへ飲み込んではいかがしょうか？
　スラブ筋も立ち上がりへ飲み込むとか。。　　ただ梁幅が無いと配筋が大変なことになりそうですが

「木造住宅　設計者のための構造再入門」によると木造の基礎は、ＲＣ基準に必ずしも適合していない。鉄筋入りコンクリートと言われることも有りＲＣ規準に則って設計すべきという意見が大きくなっているそうです。
その程度の基礎という認識で作られたモデルではないでしょうか。

�@について

立ち上がりのかぶり厚さは土に接する部分でも最小40mmです。
もちろん60mmとるのにこした事はないですが。

�Aについて
梁幅を地中部分のみ120ではなく250とか300確保しています。
定着40dの始点は地中梁ハンチとスラブの境目としています。

訳分からないのに印鑑付いたらあかん．叱られても良いから、遅延による損害が発生しても良いからとにかく施主に待って貰いなさい．印鑑押さん構造屋に設計料払ってもあかん．

その構造事務所の管理建築士に申し入れを行い、安全証明書の発
行を依頼すればといいと思います。

それが出来ないようであれば、構造設計報酬の支払いは必要ない
と思う。

同業の構造設計事務所として恥ずかしいことです。

>理由としては、依頼した構造事務所の一級を持っている人が、構造設計事務所の全ての物件に対して責任を負いたくなくなったらしく、他の担当（無級）がやった構造設計には捺印を押すことを拒否したようです。


今後このような事例が多くなってくんでしょうね。

>訳分からないのに印鑑付いたらあかん．叱られても良いから、遅延による損害が発生しても良いからとにかく施主に待って貰いなさい．印鑑押さん構造屋に設計料払ってもあかん．

印鑑を押した時点で、当然責任が発生しますよ。。。

だから、構造屋もそれに見合う報酬と責任の狭間で、悶絶しているのでせう・・・
元請からは、安く安く早くと言われて、鬱のように・・・

構造事務所の管理建築士が押せば良いことです。
もっともその1級持っている構造担当が管理建築士ならお手上げですが、会社組織としてそんな恥ずかしいことはしないでしょう。

適判やっていると明らかにハンコ押した人物と別人（担当者）が説明してきます。
管理設計士がハンコ押してあれば何も言いませんし言う必要もありませんが

>構造事務所の管理建築士が押せば良いことです。
>もっともその1級持っている構造担当が管理建築士ならお手上げですが、会社組織としてそんな恥ずかしいことはしないでしょう。
>
>適判やっていると明らかにハンコ押した人物と別人（担当者）が説明してきます。
>管理設計士がハンコ押してあれば何も言いませんし言う必要もありませんが

PS　夏子の酒とは懐かしい。と思ったらちょっと違うのね．．．

>理由としては、依頼した構造事務所の一級を持っている人が、構造設計事務所の全ての物件に対して責任を負いたくなくなったらしく、他の担当（無級）がやった構造設計には捺印を押すことを拒否したようです。

気持ちは痛いほどわかる。
誰だって他人の尻は拭きたくないから。
でも有資格サラリ−マンは仕方ないですね。これからは有資格を隠した方がいいかもね。（特に構１資格）

スレ主さんの構造屋はもうその会社には居られないでしょう。
それともやめるつもりで居たので捺印拒否かな？
会社を辞めても責任は個人だもんね。

考えてみれば恐ろしい業界に居るな＞俺たち

>構造事務所の管理建築士が押せば良いことです。
>もっともその1級持っている構造担当が管理建築士ならお手上げですが、会社組織としてそんな恥ずかしいことはしないでしょう。
>
>適判やっていると明らかにハンコ押した人物と別人（担当者）が説明してきます。
>管理設計士がハンコ押してあれば何も言いませんし言う必要もありませんが

設計しいてもいない建築士が安全証明書に印をおしていいのですか？それこそ本末転倒では？

契約書を交わしていますか？
単純に仕事を断られただけでは？

>設計しいてもいない建築士が安全証明書に印をおしていいのですか？それこそ本末転倒では？

実際そうだと思います。本末転倒です。ただもうヤケクソでした。

お願いした人は、いろんな意味でセンスのいい、尊敬もできる構造設計者なのですが、今回は酷すぎました。もちろんちゃんとした契約も交わしていました。対応も誠実に行いました。しかし忙しいのを理由に約束の期日から半年以上延ばされることになりました。

意匠屋として、施主に対し何度となく遅れる理由を話します。涙目となるのを何度目撃したことか。どうすることもできない自分が情けなかった。

実はもうそろそろ確認おります。オワタ。

制度の問題もありますので、今後も私のような例は拡大していくことでしょうね。実際には構造設計に目を通し大枠は理解してはいるとはいえ、やはりソフトを用いての構造計算をしていないので、なんだか犯罪者にでもなった気持ちです。あ、犯罪者かな。

もうこんな思いはしたくないよ。しかし、こんな例が確実に増えているんだろうな。

第2信で概要がようやく理解できましたのでレスします。

あなたは勇気のある方だ。間違った意味で。
第1信を読んだ段階で絶対に捺印してはいけないと書くつもりでしたが、第2信を見るともう確認がおりてくる段階という。捺印する前にスレ立てしてほしかったです。

泣く泣く捺印することになったといいますが、かつて権利書や売買契約書でそんなことをしたことがありますか。
ないはずです。事情がどうであれ、近い将来もっと泣くことになりますよ。しかもあなたは犯罪者になってしまった。

あなたは今回の士法改正をどのように理解しているのですか。
あなたのやったことはアネハそのものではないですか。意匠の方の認識なんてそんなものなんですね。ということは今構造屋が押し付けられている現実をまったく理解していないのだということが判りました。

自分が最終責任をすべて負うのだと理解しているのなら構いません。しかし説明責任、賠償責任がもろに肩にかかってきますよ。
お気の毒ですが、あなたの将来は確実に暗い。
たとえこの業界から逃げても「責任」は追いかけてくる。本当にあなたは勇気のある方だ。間違った意味で。

確認がまだ通っていない状態でなら、なんとか方法があったのにと思うと残念です。
スレ主さまやこんな構造屋がこれから淘汰されていくのだと思う。もう始まっているんですね。

P.S-1　　どんな事情であれ構造屋の態度も理解できない。契約まで交わしていたのなら損害賠償を要求すべし。こんなことがこれから頻繁にあちこちで起こるんだろうなぁ。

P.S-2　　今すべきことは契約書の中身が判りませんが、契約不履行を盾に「すべての責任は自分にある」という念書を取っておくべきです。相手はそう言ってるのだから。設計料払う必要はないがそれをちらつかせて迫るべき。それだけでも裁判になったらかなり有利になるのでは。今のままなら100%あなたの責任です。

>>構造事務所の管理建築士が押せば良いことです。
>>もっともその1級持っている構造担当が管理建築士ならお手上げですが、会社組織としてそんな恥ずかしいことはしないでしょう。
>>
>>適判やっていると明らかにハンコ押した人物と別人（担当者）が説明してきます。
>>管理設計士がハンコ押してあれば何も言いませんし言う必要もありませんが
>
>設計しいてもいない建築士が安全証明書に印をおしていいのですか？それこそ本末転倒では？


構造事務所の管理建築士が部下のやった計算書に印を押しても違法です。

>制度の問題もありますので、今後も私のような例は拡大していくことでしょうね。実際には構造設計に目を通し大枠は理解してはいるとはいえ、やはりソフトを用いての構造計算をしていないので、なんだか犯罪者にでもなった気持ちです。

なんでかなー、ソフトはあくまでも道具、電卓でチェック出来ればいいんじゃないの。

私も、会社の管理建築士として他人の設計にまで
印を押すのが嫌で会社を辞めて、個人でやる事にした口です。

個人でやるにあたり、相談に乗って頂いた
Lionさん、ホームズさん有難う御座いました。

Lionさんと同じ建築士会のケンバイに入ってスタート
をきりました。
しかし、ここの掲示板で、JSCAでも構造設計者用の保険
ができると聞いて乗り換えようか迷っています。

木造専門さん

>個人でやるにあたり、相談に乗って頂いた
>Lionさん、ホームズさん有難う御座いました。

独立、おめでとうございます(^.^)

>しかし、ここの掲示板で、JSCAでも構造設計者用の保険
>ができると聞いて乗り換えようか迷っています。

ＪＳＣＡ会員にならねば保険加入は出来ませんよね、
そちらの会費の方が高そう・・・

>独立、おめでとうございます(^.^)

Lionさん、早速のレス有難う御座います。

>ＪＳＣＡ会員にならねば保険加入は出来ませんよね、
>そちらの会費の方が高そう・・・

確かに・・・
私は、現在JSCA会員ではないので・・・

建築士会のケンバイは、年間の売上に対して保険料が
決まるので、私の様な微々たる売上の者は、
最高額のプランにしても異常に安い保険料です。

あえて辛口のご意見もありますので、逆に慰めというかこれを機に頑張れという意味で。

これを機会に、構造を本格的に勉強するのもいいのではありませんか？

今でこそ安全証明がつくようになりましたが、１年ちょっと前にはそんなものはなかったのですし、すべて元請として責任をおっていたわけでしょう。
今回の１件だけでなく過去に設計した建物もあるわけですから、責任自体は変わりません。
ましてや安全証明は「構造計算に対する安全証明」であり地震に対する安全証明ではない（とこの掲示板の意見は多数）のですから、腹はくくれると思います。

確かに、構造計算を担当しているのではないので安全証明や設計図に印を押すことは同義的には問題ありそうですが、それが違法であるとは限りません。
実際、構造設計事務所でも下請けに出す場合だってありますし、構造設計者のいる総合事務所でも下請けの構造事務所を使い総合事務所の担当者が安全証明を書いているのです。
対外的には、意匠事務所の管理建築士が安全証明に印を押すことが違法である、と言うことにはなりません（構造一級が施行されるまでは）

これを機会に、構造を勉強して安全証明に堂々と印が押せるまでスキルアップすることだって不可能ではないと思います。

構造だけでなく、電気設計や設備設計だって責任をおっているわけですから、悩むより勉強して少しづつでも技術を身につけることことのほうが自分を守ることができるのではないかな。

私自身、人に任せきることが苦手なので構造設計もやるようになったのです。

>建築士会のケンバイは、年間の売上に対して保険料が
>決まるので、私の様な微々たる売上の者は、
>最高額のプランにしても異常に安い保険料です。

構造計算に不備があって損害賠償責任が発生しても
保険は出ないようです。

参考まで

>個人でやるにあたり、相談に乗って頂いた
>Lionさん、ホームズさん有難う御座いました。

おお、独立されましたか、頑張ってください。
>
>Lionさんと同じ建築士会のケンバイに入ってスタート
>をきりました。
>しかし、ここの掲示板で、JSCAでも構造設計者用の保険
>ができると聞いて乗り換えようか迷っています。

私はJIAですが建築士会に乗り換えようと思ったら、乗換えではなく新規スタートになるのですね。
つまり、JIAの保険時代に建物に保険が出なくなる。
完成した建物にいつ不具合が出て損害賠償するようになるかわからないので、結局乗り換えできなかったです。

まあ、保険だと思って（保険だ！）あきらめてこのまま続行です。

>まあ、保険だと思って（保険だ！）あきらめてこのまま続行です。

保険は損をするのが一番ﾃﾞｽ。

>構造計算に不備があって損害賠償責任が発生しても
>保険は出ないようです。

教えてください
では構造設計については、どういう場合に保険
がでるのでしょうか

>>構造計算に不備があって損害賠償責任が発生しても
>>保険は出ないようです。
>教えてください
>では構造設計については、どういう場合に保険
>がでるのでしょうか

建物が傾いた場合。

>>>構造計算に不備があって損害賠償責任が発生しても
>>>保険は出ないようです。
>>教えてください
>>では構造設計については、どういう場合に保険
>>がでるのでしょうか
>
>建物が傾いた場合。

地盤保障は1/2だとおもうのですが
この場合も、構造設計の間違いがあるでしょう
構造計算の不備がなくて沈下する場合は保険の
対象となる。どういう場合？

>>建物が傾いた場合。
>地盤保障は1/2だとおもうのですが
>この場合も、構造設計の間違いがあるでしょう
>構造計算の不備がなくて沈下する場合は保険の
>対象となる。どういう場合？

住宅などの地盤保証の話は私はよく分かりません。
今の話は事務所協会などの賠償責任保険の話です。
言葉を省略されて記入している様で質問の意味がよくわかりません。

>構造事務所の管理建築士が部下のやった計算書に印を押しても違法です。

タテマエではその通りですが既に普通に行われております
確認審査機関も承知してますが”管理建築士が捺印するのだから大目に見る”とまで言っています

そうでもしなければ若手の（無休、無給いや無級の）構造屋は仕事できませんから

>>構造事務所の管理建築士が部下のやった計算書に印を押しても違法です。
>
>タテマエではその通りですが既に普通に行われております
>確認審査機関も承知してますが”管理建築士が捺印するのだから大目に見る”とまで言っています
>
>そうでもしなければ若手の（無休、無給いや無級の）構造屋は仕事できませんから

構造屋に限りませんよ。
意匠屋だって、厳密にいえば無資格の者が納まりを考えて図面化すれば設計したとなり、違法です。
単なるトレース以外は違法です。

それに建築士受験資格にも出てくる「設計補助」ってどの範囲だと思います？
トレースは認められていませんから、念のため・・・
受験の有資格者がほとんど存在しなくなりますよ。

要は、意匠屋も構造屋も、責任を取れるものがチェックして印を押せば良いこと。

うひゃ〜やられてしまいましたね。
適判終了とほぼ同時期なんて話が出来すぎてますけど
（計画倒産？）
確認申請書を確認した方が良いかもしれません。
そういう意匠屋ですから知らない間に監理者にされているかも．．


意匠設計料はどうなっているんでしょうね？
施主には構造込みで請求しているはずですから、施主と話してみるのも1案かも。

私も数年前に確認下りたので請求したらトンズラされていました。
債権者集会にも出ましたが、構造設計料の数百倍の債権者ばかりで．．．あきらめました。
それからは良い勉強になったと思い、新規の意匠屋さんからの仕事は慎重になりました。

お気持ちお察しします
初めての客で適判物件、着手金等をいただくべきでしたね
今となってはいかんとも・・・誰にでも起こりそうな話です。
長くやってると、何度かそういう目にあうことも・・・
アドバイスにならなくて申し訳ありまっせん！

>工事はすでに始まっていますが、監理は受けていないので、直接関係はありません。
>
>　これは、いつか誰にでもふりかかってくる可能性のある問題だと思うんですが・・。


設計図書の無断変更は不可となっています。しかし、他の建築士の責任で変更することは可能です。その時変更箇所以外の責任も変更した建築士の責任となります。

建築士法改正案にかいてありました。
一切変更なしで現場は進むでしょうか？
厳密には不可能だと思います。どこまでが構造に絡む変更かの問題はありますが。
サッシ変更、杭の偏芯、スリーブ位置・径、仕上げ、追加もしくは修正の配筋・・・・

現場管理のあり方がこれから大きく変わると思います。

未回収金（損金）は私もかなりありました。
次の仕事をしないと前のお金が払えない・・・ずるずる・・・こまりました。

>　発行した構造計算書、構造図、安全証明書に署名捺印しているので、構造設計に係
>る責任は現時点で私にあります。このままだと今後もそれは存続します。

下スレでも話題になりましたが、そのために安全証明は元請事務所宛てに書くのだと思います。
元請事務所がなくなった時点で、証明の宛先もなくなる。
実質的な責任は免れませんが、少しは気持ちが楽かもしれない。

発注者に「お金もらっていないので設計責任は負えません」と内容証明を送ったりすることはできないのかな？
無料相談会などを利用して弁護士に相談する価値はありそうです。

建築士は、報酬を得て業務を行うときに事務所登録が必要で、

建築士法の第４章の業務に、「その業務」とあり、その業務は
報酬を得て、建築士の権限で行う業務を示している。（と読める）

で、報酬を得ない業務は、第４章にあるように、「その業務」に該当せず
法適合や質の向上に勤める必要はない。

と、考えていますが、どっかの判例であります？

>建築士は、報酬を得て業務を行うときに事務所登録が必要で、
>
>建築士法の第４章の業務に、「その業務」とあり、その業務は
>報酬を得て、建築士の権限で行う業務を示している。（と読める）
>
>で、報酬を得ない業務は、第４章にあるように、「その業務」に該当せず
>法適合や質の向上に勤める必要はない。
>
>と、考えていますが、どっかの判例であります？

建築士　としての業務
建築士事務所　の業務
と分けて捉えるものではないでしょうか。
建築士としての業務はたとえ無報酬であっても責任が生じるのだと思います。
・・例えば自分の住宅の設計を行っても。

>工事はすでに始まっていますが、監理は受けていないので、直接関係はありません。
>

そもそも工事が進行中なのであれば誰が監理しているのでしょう。元請意匠事務所が監理者になっていたのなら不在のまま進行中ということでしょうか。それはそもそも認められるものなのですか。

いますべきことはやはりクライアント、ゼネコンに対して責任持てない旨連絡することでは・・・と思います。それによって後の展開が開ける可能性ありとみました。設計料も含めて。

　レス有難うございます。参考になります。
　
　その元請事務所はいくつかの支社があるそこそこの事務所です。あとで分った事ですが、
私への仕事の依頼があった時点で、すでに所員の給与が滞っていた危ない会社だったようです。
しかし契約手続きはきっちりしていて、委託書、受託書の交換もあり、私の役務は｢構造設計
業務・確認申請対応を含む」となっていて、勝手に監理者に名前が書かれているようなことは
ないと信じています。
　
　債権者はおそらく多数にのぼり、BUS使いさんの例と同様、私の構造設計料なんて微々たる
ものでしょう。もうほとんど諦めています。これまでも小額の物件で未収金になったものはい
くつかありましたが、今回のものは少しまとまった額なので残念は残念です。要は、新規の発
注者には要注意ということでしょう。

　問題は構造設計責任です。建築主から見れば、その責任は署名捺印している私にあると考え
るのは正当です。元請事務所と私との間で報酬の授受がないのは、建築主のあずかり知らぬこ
とと言えます。したがってとれる手段としては、建築主に「元請事務所から報酬をもらってい
ないので、構造設計責任は負えません」と内容証明を送ることぐらいでしょうが、しかしそれ
で法的に通用するのか私には分りません。通用しないのなら、あえてそうすることには忸怩た
る気持もあります。

>>建築士は、報酬を得て業務を行うときに事務所登録が必要で、
>>
>>建築士法の第４章の業務に、「その業務」とあり、その業務は
>>報酬を得て、建築士の権限で行う業務を示している。（と読める）
>>
>>で、報酬を得ない業務は、第４章にあるように、「その業務」に該当せず
>>法適合や質の向上に勤める必要はない。
>>
>>と、考えていますが、どっかの判例であります？
>
>建築士　としての業務
>建築士事務所　の業務
>と分けて捉えるものではないでしょうか。
>建築士としての業務はたとえ無報酬であっても責任が生じるのだと思います。
>・・例えば自分の住宅の設計を行っても。

私も憶測で勝手なことを言っているだけなのですが。
第４章の業務が規定する「その業務」の主語は建築士です。

もし無償でも建築士としての業務から逃げられないのなら、
何を言っても、何をしても無駄かも知れませんね。後のお祭りかと。

>　その元請事務所はいくつかの支社があるそこそこの事務所です。あとで分った事ですが、
>私への仕事の依頼があった時点で、すでに所員の給与が滞っていた危ない会社だったようです。
>しかし契約手続きはきっちりしていて、委託書、受託書の交換もあり、私の役務は｢構造設計
>業務・確認申請対応を含む」となっていて、勝手に監理者に名前が書かれているようなことは
>ないと信じています。
>　
>　債権者はおそらく多数にのぼり、BUS使いさんの例と同様、私の構造設計料なんて微々たる
>ものでしょう。もうほとんど諦めています。これまでも小額の物件で未収金になったものはい
>くつかありましたが、今回のものは少しまとまった額なので残念は残念です。要は、新規の発
>注者には要注意ということでしょう。
>

少しでも回収・・・。
http://www.cranehill.net/HTML_H/hc_04.htm

何年後かに問題が発生した場合に
構造担当者に責任が廻ってくる可能性は無いですか？
報酬を得ていないのであれば、かなり理不尽だと思います。
今のうちに手を打つ必要があると思います。

ｉｍａさんの文章からは危機感をあまり感じませんが
かなりの大事だと私は思います。
もし構造的に問題なくても裁判沙汰（雨漏り等で）になったら
出廷させられますのでかなり面倒臭いですよ！

構造計算を請け負ったのですよね。

請負契約なら仕事を完成させた段階で債務完了なので請求できます。
注文者が倒産しても、さらにおおもとの発注者がいるわけですから、その注文者に代位請求すればよいのでは。元の注文者はあなたの行為で着工という利益を得ているわけですから。

もし、金はいらない、責任は取りたくないというのなら、契約を解除する。解除の相手は元の注文者にすればよいのではないですか。

弁護士に相談してみてください。

>構造計算を請け負ったのですよね。
>
>請負契約なら仕事を完成させた段階で債務完了なので請求できます。
>注文者が倒産しても、さらにおおもとの発注者がいるわけですから、その注文者に代位請求すればよいのでは。元の注文者はあなたの行為で着工という利益を得ているわけですから。
>

でも請け負ったのは意匠屋さんからですよね？

こういう場合、やはり”安全証明”の委託者名が重要ですね。
誰から委託を請けたか？がはっきりするわけです。

怖くて施主名なんか書けません（今までも書いていません）＞私

>　まことにドジな話ですが、構造設計料を受け取る前に元請事務所が倒産し、パーに
>なってしまいました。昨年末、構造屋を探しているとの知人の紹介で依頼に来られ、
>初めて受けた物件でした。
>
>　構造設計図書を納品し、確認→適判の対応を終えたので、支払いを求めたところ、
>倒産したとの報が来ました。このさき、設計料を受け取れる可能性は無いようです。
>工事はすでに始まっていますが、監理は受けていないので、直接関係はありません。
>
>　発行した構造計算書、構造図、安全証明書に署名捺印しているので、構造設計に係
>る責任は現時点で私にあります。このままだと今後もそれは存続します。料金を受け
>取っていない物件の設計責任が将来も続くというのは、実に腹立たしい限りです。
>
>　設計料は諦めても、この責任の負担は堪え難い気がします。なんとか解放される方
>法はないかと思案しています。その建物とはいっさい無関係になる、法的にそんなこ
>とは可能か、可能ならどんな手段があるか、皆様のご意見をお聞かせいただければ幸
>いです。
>
>　これは、いつか誰にでもふりかかってくる可能性のある問題だと思うんですが・・。

色々と意見が出ていましたが、所詮民事の事「金が無い、払えない」と言われてしまえばそれまで。背中にカラクリ紋々のお兄さんに頼んでも、弁護士の先生に頼んでも手間賃払って残りはスズメの涙。
所詮建築士は世捨て人・・・。諦めが肝心ですよ＃＃＃

下記参照

http://gogen-allguide.com/ku/kurikaramonmon.html　

>工事はすでに始まっていますが、監理は受けていないので、直接関係はありません。
>発行した構造計算書、構造図、安全証明書に署名捺印しているので、構造設計に係る責任は現時点で私にあります。このままだと今後もそれは存続します。
>料金を受け取っていない物件の設計責任が将来も続くというのは、実に腹立たしい限りです。

設計料をもらっていないのに、その設計図書を使って工事が進められているわけですよね。
建築主に対して設計図書の使用中止を求めることは出来ないのでしょうか。
そういう請求する権利はあるように思いますが。

　色々のご意見有難うございました。

　あらためて構造設計に係る「権利」と「責任」について考える機会になりました。
「権利」は、言うまでもなく構造設計に伴う報酬で、これは今回の場合、倒産した元請
事務所への請求ということになりますが、残念ながら可能性はありません。解釈を拡張
すれば何らかの方法で建築主に対して請求が可能かもしれませんが、そこまでする気は
起きません。ただ構造設計者に報酬が渡っていない事実は、建築主に伝わるようにした
いと考えています。

　「責任」は、法に従った構造計算によって建物の安全性を確認したという保証ですが、
これは「安全証明書」の宛先が誰であれ、建築主に対しての責任であり、同時に建築物
が多かれ少なかれ社会的なものである以上、社会に対しての責任でもあります。工事は
進行中であり、それを止める権限は私にはないので、いずれ完成する建物に対してこの
「責任」は、設計料とは関係なく負わざるを得ないのでしょう。

　結局は「災難」に遭ったと思うしかありません。こんなスレを立てておいて腰砕けの
結論は遺憾ですが、なるへく早く忘れ去りたいのが本音です。

　いずれにしても皆さん有難うございました。くれぐれも新規の発注者にはご注意を！

>設計料をもらっていないのに、その設計図書を使って工事が進められているわけですよね。
>建築主に対して設計図書の使用中止を求めることは出来ないのでしょうか。
>そういう請求する権利はあるように思いますが。

「請求する権利」はあるでしょうが認められるでしょうか？建築主が意匠設計事務所に設計料を支払っていればその設計図書を使用する権利はありますよね？

こういった件では将来的にも設計者に責任がかかりますが今に始まったことではないですし、問題が発生しても実際に個人の設計事務所が訴えられることはまずありません。金がないと思われているから。
損害賠償は通常、金のある自治体か施行会社にするのが一般的です。建築主事（民間の検査員も）だってみんな個人で確認業務してるけど実際に訴えられるのは自治体の長（民間なら社長）。
姉○だって金がないから損害賠償請求されてないはずです。

　そう思えば少しは楽になりますか？

第1種地盤で提出し適判で拒否（２種でやってくださいと）された案件について。（いずれも高層ＲＣ）


>�@直接基礎底版が強固な岩盤に接する場合一種地盤

第３紀以前の層でないとたとえ岩盤でも認められない。
一種地盤相当とするに足りるデーターの提出が必要。（地震波等の伝わり方のデーター）

>�A直接基礎底版の下にラップルを施し岩盤に接した場合
>　（ラップルの厚さ等により判断が分かれるかと？）

同上、ラップルの厚さ等は問題ではなかったです。


>�B短い深礎くいを用い岩盤に接した場合
>　　（杭長により判断が難しい？）
>�C剛強な現場打杭を用い岩盤に接した場合（剛強の判断に
>　問題あるかと・・・通常は二種地盤て設計かと）


�A及び�Bの場合も同様ですが第３紀以前に支持されるとすれば、建物と一体の挙動を示す短い深礎杭までが、一種地盤を採用できる条件かと考えます。


結果として１種と２種では地震力がかなり変わってきますが
安全率として２種地盤で計算を行っておいたほうが後々面倒なく済みます。（地盤の判定で粘ったので約1か月パーになりました）

近畿圏内（大阪、兵庫の岩盤、砂礫地帯です）他府県は地層が異なるので当てはまらない場合もあります。

>>�@直接基礎底版が強固な岩盤に接する場合一種地盤
>
>第３紀以前の層でないとたとえ岩盤でも認められない。
>一種地盤相当とするに足りるデーターの提出が必要。（地震波等の伝わり方のデーター）
>
>>�A直接基礎底版の下にラップルを施し岩盤に接した場合
>>　（ラップルの厚さ等により判断が分かれるかと？）
>
>同上、ラップルの厚さ等は問題ではなかったです。
>
ochaochag3さん
どうもありがとうございます
少し前に直接基礎の場合、PS検層を行い、一種地盤でオッケーを
確認し確認申請を行った物件がございます。
今回はラップル基礎を施す必要がありまして、もちろんPS検層
等を行い、一種地盤として判断できる資料は提出するつもり
です、ただラップルの版厚により適判で色々と問題になると
厄介なので、当該地域以外ではどうなのかと気になりました。
絶対的な判断はどうも難しいのでしょうね、法律ではない
工学的判断・・・これにより、断面、配筋が大幅に変わる。
これって、問題？と考えるか、当然と考えるべきか・・難しい。

ラップルのプロポ−ションによっては基礎荷重がそのまま支持地盤に伝達できるかの検討も．．．

適判ではチェックしている模様．．

K-stone さん

御苦労さまです。

PS検層ができるなら多分どこの地域でもオッケーかと思います。

当方「大阪平野の3次元地盤構造モデルの作成」等の資料を参考に適判に対応しましたが、現地レベルのＰＳ検層がなかったため（？）第３紀層に支持されていないを盾に取られ不調に終わりました（データーをそろえる時間とがなかった）

ただラップルの版厚にをより適判で色々と問題になると思われるところは、ラップルとせず、低強度コンクリートを、その重量に耐えられるだけ配筋を入れ、基礎底盤と一体化すれば厚さにかかわらず有効になると思われます。

地盤判定が適判において絶対的な判断がどうも難しかったのが１ケか月もかかつた原因と思います。

後々を考えると、２種地盤の地震力で設計しておくのがべストと思います。

>PS検層ができるなら多分どこの地域でもオッケーかと思います。
>
>ただラップルの版厚にをより適判で色々と問題になると思われるところは、ラップルとせず、低強度コンクリートを、その重量に耐えられるだけ配筋を入れ、基礎底盤と一体化すれば厚さにかかわらず有効になると思われます。

ochaochag3さん
またまたどうも、ありがとうございます
当地区で私がやった物件ではないのですが、ラップル施工で
一種地盤として設計した物件があるそうで、設計事務所には
前もって審査機関を通して適判に聞くように言っております。
私が聞いて、後で問題となったとき施工費に大きく響き、責任
を取れませんので・・・ま、逃げを打っております。
来月から来年にかけての物件で、時間も多少ございますので
ゆっくり、問題なきようにやろうと思っています。

お節介さん、ラップルの安定計算は行う予定です、
ご指摘ありがとうございます。

>>PS検層ができるなら多分どこの地域でもオッケーかと思います。

限界耐力の種別判定では、建設地直下の地盤だけでは判断不可
と言われ、実質的に限界耐力計算が困難になっていると聞きます。

これも種別判定で審査側と設計側で議論になり、中々折り合わ
ない状況と聞きます。

またＰＳ検層では第一種相当だが、常時微動測定をやると一種
にならないケースもあったり、建設地周辺の地盤状況の事も考
慮すると、現地のＰＳ検層の結果をもって第一種としていいか
どうかは安易には決められないと言っている先生がいるもよう。


地震力を小さくする事になるので、かなり説得力のある資料を
用意できないと審査側はいろんな理由をつけてハネてくると
思います。

私の実体験ではなく聞き伝えなので、詳細は不明ですが、参考
になれば。

>地震力を小さくする事になるので、かなり説得力のある資料を
>用意できないと審査側はいろんな理由をつけてハネてくると
>思います。

黄色本P269-P270に地盤周期の測定の留意事項が出ています。

第1種地盤は地盤周期Tgを0.2秒に満たない地盤種別である。

これは、長周期地震のおり地震力がかなり低減されてしまうので

ヘルメットの様な工学的基盤の岩盤・硬質地盤が想定される。

そのような応答を示すか極めて不明確である。

おおむね、第2種に導こうとする関係者は安易に第1種地盤と判定

しないよう警鐘しているのでは・・・。

マータさん、くそまじめさん
ご指摘感謝いたします。
適判と前もって相談の上、対応しようと思っています。
地盤種別は計算結果に大きく響きますので、よくよく注意しな
ければ大変のようですね、計算やり変えなんてことにならない
ように・・・ってことですね！

みんな有るはずです．常に「自分のやったことは全て責任を取る．」という気概を持つ．そして本当に責任を取ることになった時にどうするか？去るのはそれからです．失敗にもきちんと対峙しましょう．命までは取られません．

>いっぱいあります。
>でも一級の資格者が責任をとってくれるので気にしません。
>無資格の会社勤めは気楽です。

あの「姉○」が昔、勤めていた頃、おたくのようにいいかげんだったそうです。はやくヤメレ！

小僧サン

>みなさん、最近なにかやっちまったなぁって事ありますか？

私のような一匹狼で仕事をしていると、見落としが怖い
です、他人のチェックが入らないので。。。

先日も二次部材のつなぎ梁の図面記載が間違っていて、
組み上がったら揺れるとか、補強をしましたが、補強
費用は他の設計料で補償しました、補償出来る範囲
だから良かったですが、大きなミスは怖いです、、、

ソフト同様にミスは人間が設計する以上付きものです、
賠償保険には入っていますが、小さなミスは結構
多いです・・・

>みなさん、最近なにかやっちまったなぁって事ありますか？
>つい最近やっちまって業界から去るべきか悩んでます・・・


ミスは誰でもやります。
同じミスをしなければいいのです。
そうすれば引退するころには一人前になれます。

>みなさん、最近なにかやっちまったなぁって事ありますか？
>つい最近やっちまって業界から去るべきか悩んでます・・・

設計ミスとのことですが、内容も判らずにレスしにくい。

差し支えなければ、もう少し具体的に話して貰えませんか。

>みなさん、最近なにかやっちまったなぁって事ありますか？
>つい最近やっちまって業界から去るべきか悩んでます・・・

25ｍ開口スパンが垂れてテンヤワンヤとなった。
大梁に耐風梁（水平使い）をワーレントラス方式で
吊り下げたら、めっちゃたわんだ！と電話。
　建て方のミスも重なり、結論がでるまでのあいだ
ウツ状態（−−；

それから以降、大きな開口はすべてトラス方式で
固めるようになりましたが。

補強費用の話になると実にめんどくさいですわ。
ひとりで設計してると気が付かないことがいっぱい
ありますねぇ。
仲間に電話して意見を聞くことも重要かもしれません。

>ミスは誰でもやります。
>同じミスをしなければいいのです。
>そうすれば引退するころには一人前になれます。

なれませんよ〜、半世紀近くやっていますが、今もって
ミスあり、人間の特性ですからして・・・

ミスにも二種類ありますよね。

技術が足りない故のミス。
不注意のミス。
かっこよく、責任をとる言葉を口にするのは簡単ですが、
責任などとりようのないミスもありますし。

一人でやっている構造屋、複数の構造屋がいるけど、ノーチェックで結局一人事務所と
変わらない構造事務所も少なくないでしょうね。
個人差も能力差も大きいでしょうけどミスを無くすのは不可能。
やっぱ、適判と適判員頼りにならざるえない業界の体質なんでしょうか…。


とはいいつつ、あきらかにおかしな設計なのに、適判にかみつく構造屋もいるし、
審査能力が無い適判員もいますし。
構造１級の質と目的がよくわからなくなった現状を考えると。
（構造屋個人も）適判に頼らざる得ないのでしょうね。
試験では限界のある適判員の質を、適判員の採用時に、適判機関でチェックする
必要もあるかも知れないですね。

>横補剛材の検討で、剛性kがありますが
>これは具体的にどんなものでしょう？

軸剛性です

>鼠先輩が言われていた本は残念ながら
>手元にありません。
>他の本を見ても具体的に書いていないので
>何に対して安全かが決められません。
>宜しくお願いします。

鋼構造塑性設計指針を買ってください！！！

>鋼構造塑性設計指針を買ってください！！！

買いたくても・・・売ってない。。

>>鋼構造塑性設計指針を買ってください！！！
>
>買いたくても・・・売ってない。。

http://zaikokensaku.com/detail/%B9%DD%B9%BD%C2%A4%C1%BA%C0%AD%C0%DF%B7%D7%BB%D8%BF%CB/4818900311/

本当だ売ってないね
こういう場合どうしたら・・・

下のスレで紹介した本も

ここの鉄骨造（1）のＱ＆Ａ　53
にももう売ってないということのようですね

「売ってないので検討できません」
ととりあえず言ってみますか？

近場の人が必ず持っていると思いますので
コピーしてもらいましょう

ピン−フリーの部材が有ります。
フリー端をバネ剛性で直行方向に拘束すると、
バネ剛性の大きさに応じピン−フリー材の座屈耐力を計算できます。
昔の事なので間違ってたら申し分けないですが
チェモシェンコの「座屈論」で、
座屈モードを関数近似し、容易に座屈耐力を求める
リッツの方法の説明の所に書いてあったと思います。

ピン−フリーじゃなく、ピン−ローラ材の中間をバネ支持するのも
同じように、バネ剛性により
ピン−ローラー材の圧縮耐力を定める事ができるはずです。

鋼構造横補剛材の、軸剛性は、間違いなくこの当たりから
必要軸剛性を求めてる筈です。

例えば、非常にひょろひょろ材で横補剛した時と
がっちりした材で横補剛したときで、
横補剛される材の、座屈耐力が違うのは、感覚で想像できませんか。

参考文献では、
元撓みのモードを関数近似し微分方程式を解いてますが
力の釣り合いの代数方程式でも、何故か同じ結果を得ました。
「げ〜〜、これ解くのかよ！」と、逃げようとした私が見つけました(^_^);

>>鋼構造塑性設計指針を買ってください！！！
>
>買いたくても・・・売ってない。。


「実務から見た鉄骨構造設計」上野嘉久著
にも載ってますよ。
比較的簡単に解いてる？

>本当だ売ってないね
>こういう場合どうしたら・・・


P101〜P105のわずか5ページです。
図書館でコピーしましょう。
いま時だから、図書館の蔵書を検索してから出かけましょう。

>>鋼構造塑性設計指針を買ってください！！！
>
>買いたくても・・・売ってない。。



鋼構造限界状態設計指針にもあります。
横移動と、回転を止める計算方法。
鋼構造計算規準　にも圧縮側に座屈止めを設けた場合の必要剛性と耐力の計算がのってます。

>ズバリ、再考査の問題は前回とやや同じ内容でしょうか？
>それとも変化球を投げてくるのでしょうか？

傾向は同じと推定。

部分的にひねる程度でしょう。

合格させるのが目的ですから。

>ズバリ、再考査の問題は前回とやや同じ内容でしょうか？
>それとも変化球を投げてくるのでしょうか？

うぅん、今どっちにするか悩んでるんだけど

。。。どっちがいい？

>それとも変化球を投げてくるのでしょうか？

直球でしょう。
少しでも多くの人に合格してもらいたいのですから。

>少しでも多くの人に合格してもらいたいのですから。

そうでしょうか。
採点基準も合格点も示されていないんだから、
その必要があるなら、鉛筆舐めるだけで合格者数を調整できるのに。
舐めた結果が6000人弱だったのでしょうが。

>>それとも変化球を投げてくるのでしょうか？
>
>直球でしょう。
>少しでも多くの人に合格してもらいたいのですから。

ちゅうか、今度こそ切り捨てる人を確定することが目的でしょう。
だから小細工なしの直球勝負！

>ちゅうか、今度こそ切り捨てる人を確定することが目的でしょう。

バーゲンセールの最終日。
安売りは今回限りでございます。

>>ちゅうか、今度こそ切り捨てる人を確定することが目的でしょう。
>
>バーゲンセールの最終日。
>安売りは今回限りでございます。

今年受からないと、来年はもっと難しい。
みなし講習はない。

最後、サイゴ、さいご。
がんばろう。

>>>ちゅうか、今度こそ切り捨てる人を確定することが目的でしょう。
>>
>>バーゲンセールの最終日。
>>安売りは今回限りでございます。
>
>今年受からないと、来年はもっと難しい。
>みなし講習はない。
>
>最後、サイゴ、さいご。
>がんばろう。
そうですね、真っ直ぐの速い球を待って、変化球にも
ついていく。
野球理論で頑張ります！

とにかく分かる範囲で書くことが大事です
白紙では点を上げられません

>そうですね、真っ直ぐの速い球を待って、変化球にも
>ついていく。
>野球理論で頑張ります！

前回の試験は、少数の合格者を選別するための試験。
急遽、大量の合格者を選択する試験に変更され為、
実力のある構造屋が不合格になる一方、意匠屋でも
合格するというグダグダになり試験になってしまった。

今回は前回の反省から、試験の目的にあった試験問題になると思う。

>とにかく分かる範囲で書くことが大事です
>白紙では点を上げられません
全て書き込みだけては不合格。再考査。
試験会場により差有り、採点の教授が違うからか。
今度の受験票は全て東京だから、
採点も、東京に集めて採点、それとも試験会場別なのか

東京に集めて5各問題別に同じ人が採点すれば、
意匠や合格は無、前回の考査の問題解決。

落とすための試験ですと、デタラメ書いてあると心証が
悪くなり、設問ごと０点の可能性もありますが。

合格者を増やすための試験なら、デタラメの中から
部分点を見つけてくれるかもしれません。

この差は大きいかも。

設備の再考査を受けてきました
基本路線同じで、微妙なツーシームといった感じの問題でした

>ズバリ、再考査の問題は前回とやや同じ内容でしょうか？
>それとも変化球を投げてくるのでしょうか？

直球しかもより速い。
勝手に合格者は、１０００名かと想像。
区分�Tが５００名、区分�V５００名。
区分�Tの自分はつらいかな。

>直球しかもより速い。
>勝手に合格者は、１０００名かと想像。
>区分�Tが５００名、区分�V５００名。
>区分�Tの自分はつらいかな。

想像するのはいいけど、基本は押さえておきましょう。
区分�V受験者６００名・・・合格率＝５００／６００＝？％

>区分�Tの自分はつらいかな。

頑張ってください。
せめて片ッぽだけでも合格すれば、来年は免除。
今年不合格の区分�Vよりはるかに有利！

>せめて片ッぽだけでも合格すれば、来年は免除。

そんな話出てますか？？？

>>せめて片ッぽだけでも合格すれば、来年は免除。
>
>そんな話出てますか？？？

知りませんでした？みなし講習の総合案内書５ページに次回、次々回の講義、考査免除と書いてあります。

>知りませんでした？みなし講習の総合案内書５ページに次回、次々回の講義、考査免除と書いてあります。

うへっ！
ますます糞資格だなぁ。

そんな糞資格でも持っていないと適判物件に携われない。
個人構造屋にはキツイ資格ですね

>知りませんでした？みなし講習の総合案内書５ページに次回、次々回の講義、考査免除と書いてあります。

これはいつまで有効なんでしょうね
１級建築士みたいに来年まで有効とか行くんでしょうかね。

>知りませんでした？みなし講習の総合案内書５ページに次回、次々回の講義、考査免除と書いてあります。

これはみなし講習に限ってのことでしょう。
本講習からは全て一から出直しだと思います。

>これはみなし講習に限ってのことでしょう。
>本講習からは全て一から出直しだと思います。

よくわかりました、ありがとう。

2) 修了考査の区分合格について 修了考査において、「法適合性確認」又は「構造設計」のいずれかの区分に合格した場合、本人の申請により、次回、次々回の講習に限り、当該合格区分に対応する講義及び修了考査が免除されます。 ※ 免除申請には（1）の通知書が必要になりますので、紛失しないよう大切に保管して下さい。

今回の講習は新法施行後に本講習と同じ位置づけになります。（だからみなし講習）
みなし講習は今年１回限りだから、次回、次々回の講習とは来年度以降の本講習を意味しているはずです。
再考査が「次回」に該当するのかどうかは分かりませんが・・・
疑問であれば教育普及センターにご確認ください。
あと１２日、片ッぽといわず両方合格できるよう頑張ってください。

>せめて片ッぽだけでも合格すれば、来年は免除。
>今年不合格の区分�Vよりはるかに有利！
>

確かに区分�Vの人は再考査でも落選したら、来年からフルコース組
逆にいうと再考査実施は区分�Vの人達の２重救済策？

>逆にいうと再考査実施は区分�Vの人達の２重救済策？

確かに言えてると思います。
私が受験した福岡で、区分�Tの受講者のうち、午前のみの合格は105名、午後のみの合格は36名でした。（数え間違いがなければ）
ついつい応援してしまいます。
頑張れ区分�T受講者、優遇されてる専攻建築士に負けるな！

>最近構造をやり始めた者です。鉄骨造の建物での横補剛材の設計がどうしても解りません。本を見ても公式が載っているだけで具体的な計算例はありません。H-250x125x6x9を横補剛材として用いる場合どうしたらよいのでしょう？
>公式はF=0.02C k≧5.0・C/lbだったと思いますが。
>どなたか、教えて頂けませんか。
>ちなみに、横補剛材が取り付く大梁はH-300x150x6.5x9です。

鋼構造座屈設計指針を読んで下さい。

>鋼構造座屈設計指針を読んで下さい。

鋼構造塑性設計指針にも例題付きであるぜよ。

>公式はF=0.02C k≧5.0・C/lbだったと思いますが。
>どなたか、教えて頂けませんか。
↓に同じようなないようのレスがありますヨ！

Lionさん．．．

配筋不足？ちょっと意味がわかりませんが。
撤去できないのなら、壁の増し打ちでしょうね。
（大して耐力あがりませんが）

開口つぶして良いなら開口閉塞は有効に効きます

バカボンのパパさん

>配筋不足？ちょっと意味がわかりませんが。
>撤去できないのなら、壁の増し打ちでしょうね。
>（大して耐力あがりませんが）

又聞きなので詳細が分からないのですが、診断結果
既存の耐力壁の鉄筋量が足らないのだと思います。

>開口つぶして良いなら開口閉塞は有効に効きます

そうですね、開口の有無も問わねば駄目でした、
先方が休みなので来週に問うて見ます、早々の回答
ありがとうございました(._.)

http://www.pita.co.jp/pitawall/pitawall.html

これ良いかも

>私は自分のスキルを超えますので耐震関係には一切、手を
>出していないのですが、現場から問われたのでベテランの
>方、ご教授下さい(._.)

耐震補強は1件/年でベテランではありませんが、
せん断先行型か靱性指向型かにより、有開口耐震壁
補強方法を選定されたら、いかがでしょうか・・・・デス

>既存ＥＷ改修で開口部２．５＊４ｍ程度の６層らしいですが
>配筋不足とのこと、本来撤去の上再打設でしょうが、現場の
>都合で撤去出来ない場合、どのような補強方法が有るのか？？？

配筋不足で補強と言うのがイメージしにくいですが、耐震壁のせん断耐力を増したい、と言うことだと勝手に解釈します。
最も良いのは撤去新設だと思いますが、ムリであれば壁の増し打ちかな。
ただし、梁巾、柱巾に余裕がないとあと施工アンカーを打てなかったりしますね。

開口閉塞ができればいいのですが、ムリなら開口両サイドにリブ柱を設ける方法もありそう。

両サイドの柱のせん断補強でも架構の耐力をあげる事ができますよね。

でも、連層壁の回転耐力は問題ないのかな？

>私は自分のスキルを超えますので耐震関係には一切、手を
>出していないのですが、現場から問われたのでベテランの
>方、ご教授下さい(._.)
>
>既存ＥＷ改修で開口部２．５＊４ｍ程度の６層らしいですが
>配筋不足とのこと、本来撤去の上再打設でしょうが、現場の
>都合で撤去出来ない場合、どのような補強方法が有るのか？？？
>
>壁の増し打ち（配筋共）でしょうか、重量が増えるが。。。

耐震補強なら、炭素繊維で補強なんてのもありかも。

>でも、連層壁の回転耐力は問題ないのかな？

一度回転壁（浮き上がり　or　圧壊）で決まると
上部をいくら補強しても取れる耐力は増えません

別の場所で補強することを考えねばならなくなります

回転できまらなくても
開口付の耐震壁ということで

開口部の上部の梁、垂壁付き梁の耐力が袖壁による付加軸力
を伝達できる耐力を持っていなければ、梁部で耐震壁の耐力
が限界づけられます

梁部の強度アップをはからなければ増打ち壁・炭素繊維貼り
補強をおこなっても耐力はあがりません

開口部がどちらかの柱に接続しているタイプだと
付加軸力により柱が高軸力にならないかの検討等も必要に
なります

>既存ＥＷ改修で開口部２．５＊４ｍ程度の６層らしいですが
>配筋不足とのこと、本来撤去の上再打設でしょうが、現場の
>都合で撤去出来ない場合、どのような補強方法が有るのか？？？
>
>壁の増し打ち（配筋共）でしょうか、重量が増えるが。。。

配筋不足という意味がよくわかりませんが
強度型で補強するのか、靱性型で補強するのか?
診断結果により考慮する必要があります。
2次で、補強するのか3次で補強するのかによっても、考え方が変わってきます。
6層ということですが、全層補強するということではないですよね。
普通は1,2階の補強かと思いますが。

現場の都合で、いじれないということなら、その部分以外のところに鉄骨ブレースの
新設等が考えられますね。

みなさん早速のＲＥＳありがとうございます。

全く素人のような質疑しちゃってごめんなさい、元はゼネコン
現場からの質疑で、私自身、計算書＋図面を見た訳でも無いので
どういった架構なのかも掴んでいません、再度私自身で良く
理解してからにします、先走ってしまったです(._.)

当然ならが、ＥＷには様々のファクターが影響しますので、
耐力を上げても浮き上がってしまったりすれば意味無しですよね
診断と言えど、基本はＲＣ構造設計そのものでした（反省）

せん断だけ伝達して、曲げは考慮しないというはどうでしょうかね。

当然ながら　5本分の曲げ+5本分のせん断xｈというのが筋では？

ただ、フーチングの応力伝達の確認は必要ですよね。
言った私も、実際に設計する際には
どういった考え方で計算するかは難しいと思いますが。。

>5本打基礎の場合は5本分のせん断力×ｈ＋1本分のモーメント
>でいいのでしょうか？
>柱芯と基礎芯は同じです

5本分相当の杭が、５本杭の中心に有ると考えて
16さんの仰るように、５本分のQと5本分のMでよろしいかと思います

>>
>当然ながら　5本分の曲げ+5本分のせん断xｈというのが筋では？
>

杭頭の曲げはフーチングで処理しますが、節点では両側の曲げは
相殺されるので、4本分の曲げでは無いと思います
この考え方おかしいですか？

>せん断だけ伝達して、曲げは考慮しないというはどうでしょうかね。
>
>当然ながら　5本分の曲げ+5本分のせん断xｈというのが筋では？
>
>ただ、フーチングの応力伝達の確認は必要ですよね。
>言った私も、実際に設計する際には
>どういった考え方で計算するかは難しいと思いますが。。

私も16のおっしゃる通りだとおもいます。
５本杭に限らず、杭本数分の曲げ＋杭本数分のせん断×ｈ

>>>
>>当然ながら　5本分の曲げ+5本分のせん断xｈというのが筋では？
>>
>
>杭頭の曲げはフーチングで処理しますが、節点では両側の曲げは
>相殺されるので、4本分の曲げでは無いと思います
>この考え方おかしいですか？

なるほどです
すいませんが、スケッチでも良いので簡単なモーメント図を描いて
いただけますか？

私の思うところ、節点では確かにそのような解釈は可能ですが。。
連続体として考えた場合と、線材として考えた時の違いと推測。。

杭→フーチングのねじり抵抗→地中梁　と考えると
杭全数分の曲げモーメントを考慮すべきと思いました。

>杭頭の曲げはフーチングで処理しますが、節点では両側の曲げは
>相殺されるので、4本分の曲げでは無いと思います
>この考え方おかしいですか？

上下分離モデルの場合、支点はピンで仮定しています。
相殺の概念は支点固定だと思います。したがってモデル過剰の不整合があります。
慣用上認められたモデルと異なりますので、別途追加検討が必要なのかなと思います。

どのみち、一体のモノを分離して考え、固定度のあるところをピンと仮定している。
慣用的に計算してしまうところですので、あまりほじくり返さない方が良いかと。

モデル化上の不整合とあわせて、いくらでも「？」が出てきますので。

杭頭モーメント×杭本数
水平力×杭本数xh（杭頭〜地中梁心距離）
hはICBAについては、設計者の判断だと思いますが、必要だと考える適判員にあたりますと
応力の追加を強いられる可能性がありますので、考慮した方が無難でしょう。

構造１級から適判員を選ぶという話でしたよ。
構造１級に合格した意匠やさんを含めて適判員になれるのか。
構造１級に合格した人間に適判試験を課して新しく適判を選ぶのかは
わかりませんが、まもなく発表されるのではと思います。

>構造１級から適判員を選ぶという話でしたよ。
>構造１級に合格した意匠やさんを含めて適判員になれるのか。
>構造１級に合格した人間に適判試験を課して新しく適判を選ぶのかは
>わかりませんが、まもなく発表されるのではと思います。

まだわかりませんが、構造１級に合格した人は適判試験を修了したことになるんじゃないでしょうか。

>毎年少しずつ減っていくわけですから、補充は必要ですよね。

非常勤は暇ですから、クビになりそうです。
当分の間、補充が必要ないかもしれません。

>当分の間、補充が必要ないかもしれません。

http://www.icba.or.jp/kenchikushiho/kouzou.pdf
　
昨年１月に適判講習の申し込みに行った時「適判員はプロ中のプロですよ！、すごいですね」と事務員に尊敬され恫喝された・・・

>>当分の間、補充が必要ないかもしれません。
>
>http://www.icba.or.jp/kenchikushiho/kouzou.pdf
>　
>昨年１月に適判講習の申し込みに行った時「適判員はプロ中のプロですよ！、すごいですね」と事務員に尊敬され恫喝された・・・
>

何で、恫喝されなくちゃなんないの！！！

恫喝とは、

脅し。脅すこと。

おもに、自分の利益を確保するために罵倒や怒声などで相手を畏怖させる行為を指す。

これまでの適判講習は、試験じゃなかったし、演習が修了したと
見なされただけで国家試験ではないですよね！
構造一級や一級試験とは根本的に違うようです。
どちらかというと各判定機関が合同で実施した判定員採用試験
のようなものかと思っています。
今後は、各機関が構造一級資格者から、真の採用試験で
決めるのではないでしょうか？
ただ、現実的には適判もかなり暇ですし、今後、認定プロが
増えてくると収入もガタ減りですので当面、増員はないと
思いますよ。

>これまでの適判講習は、試験じゃなかったし、演習が修了したと
>見なされただけで国家試験ではないですよね！
>構造一級や一級試験とは根本的に違うようです。

こういっった間違ったレスが放置されるの最近多くない？
間違いを指摘されると、逆切れしたり、粘着質に自演でレスつけまくる奴とか増えたせい？
掲示板として書き込む人が増えると、どうしても板の質が劣化する

>いつもお世話になっております・・・
>
>「構造計算書作成の要点と実例」の講習会Ｑ＆Ａを見ると，
>ＲＣの保有耐力計算で，せん断に対する保証設計は，保有水平耐力時の応力によればいいとあります。
>
>という事は，
>Ｄｓ算定時では各部材のせん断耐力の余裕度として１．０以上を確認できればＯＫ（せん断破壊していなければＯＫ）　という事ですよね？
>
>皆さんの解釈などお教えください。
>


黄縞縞本ｐ359に「保証設計」がありますが、Ｄｓ算定時においても、余裕度1.1,1.2,1.25とヒンジ位置、柱、梁により余裕度は異なります。

これは構1考査で出題されています。

>黄縞縞本ｐ359に「保証設計」がありますが、Ｄｓ算定時においても、余裕度1.1,1.2,1.25とヒンジ位置、柱、梁により余裕度は異なります。
>
>これは構1考査で出題されています。


そうなんですか。。。
Ｄｓ算定時に告示によるせん断余裕度が無い部材は，
せん断破壊するという判断になり，脆性破壊→Ｄｓは繰り上がる？
そのとき未崩壊の層がある場合，さらに押すと，崩壊層の余裕度は小さくなるので益々Ｄｓは大きくなる？

という事になります？？

>>黄縞縞本ｐ359に「保証設計」がありますが、Ｄｓ算定時においても、余裕度1.1,1.2,1.25とヒンジ位置、柱、梁により余裕度は異なります。

違うと思うのだ。
Ds算定時にはあくまでせん断破壊するか、否かなので余裕率=1.0
保証設計の割り増しは保有耐力時に考慮なのだ

Ds算定時にWA（せん断破壊しない）としても余裕率が1.25以下ならDsはWD相当を採用する。という意味なのだ

これでいいのだ

>Ds算定時にWA（せん断破壊しない）としても余裕率が1.25以下ならDsはWD相当を採用する。という意味なのだ


私もそう思います。
と一瞬思いましたが，
バカボンのパパさんが↑で言われている余裕率が1.25以下の時点は，保有水平耐力時の時点で余裕率が1.25以下なら・・・
という意味ですよね？

としたら，やはり私もそう思います。
梁・柱も同じ事とも思っていますが，どうでしょうか？

>違うと思うのだ。
>Ds算定時にはあくまでせん断破壊するか、否かなので余裕率=1.0
>保証設計の割り増しは保有耐力時に考慮なのだ
>
>Ds算定時にWA（せん断破壊しない）としても余裕率が1.25以下ならDsはWD相当を採用する。という意味なのだ
>

私の解釈違いです、Ｄｓ算定時はＤＳを求めるためで余裕率とは関係ありません、あくまでも保有耐力時に考慮するものです、
「これでいいのだ」のバカポンのパパさんありがとうございます。

あーー恥かいた.....

構造の設計者としての皆様の考え方に異論は言いませんが。
ＩＣＢＡの回答にはメカニズムを確定させる為の規定だとあります。

>保証設計の割り増しは保有耐力時に考慮なのだ

ん？romってましたが・・思わぬ方向に。

黄色本の草案の時からの議論ですね。
「保有水平耐力時に・・・」という一文のせいかとおもいますが

建築技術２００８．５　P142からメカ時（Ds時）が妥当とあり、
「保証設計」の意味は設計者が想定する降伏機構がDs算定時にても確実に実現できている事を保証する必要がある・・とあります。

Ds時にその時点の応力にてモデル化や材料の
ばらつきを「保証」して上げないといけません。
曲げモードの部材は確実に靱性を確保する意味からも
Dｓ算定時が正と考えています。

適判通りますか？保耐時の保証のみで

>>保証設計の割り増しは保有耐力時に考慮なのだ
>
>ん？romってましたが・・思わぬ方向に。
>
>黄色本の草案の時からの議論ですね。
>「保有水平耐力時に・・・」という一文のせいかとおもいますが
>
>建築技術２００８．５　P142からメカ時（Ds時）が妥当とあり、
>「保証設計」の意味は設計者が想定する降伏機構がDs算定時にても確実に実現できている事を保証する必要がある・・とあります。
>
>Ds時にその時点の応力にてモデル化や材料の
>ばらつきを「保証」して上げないといけません。
>曲げモードの部材は確実に靱性を確保する意味からも
>Dｓ算定時が正と考えています。
>
>適判通りますか？保耐時の保証のみで


ＲＣ１１Ｆ，１０Ｆとも保耐時の安全率を書き込み、適判は通っています。

よく考えるとＤＳ時はＤＳ値決定のみで、いいのではないかと思います。

>ＲＣ１１Ｆ，１０Ｆとも保耐時の安全率を書き込み、適判は通っています。

設計者の意図に口を出しませんが、ＩＣＢＡの回答が法律同等なら。

法令違反の建物ですね。

>
>設計者の意図に口を出しませんが、ＩＣＢＡの回答が法律同等なら。
>
>法令違反の建物ですね。


http://www.kenchiku-bosai.or.jp/publication/080908.pdf

>Ds時にその時点の応力にてモデル化や材料の
>ばらつきを「保証」して上げないといけません。
>曲げモードの部材は確実に靱性を確保する意味からも
>Dｓ算定時が正と考えています。

計算値と実物ではQsu値にばらつきがある。Qmu値にばらつきがある。
逆転しないように、念のため余裕を見ておきましょう。
なので、特定の変形時の余裕率では無いのでは？
全部検討するわけにはいかないだろうけど。

保有耐力時保有耐力、ＤＳ時保有耐力という新構造用語が定着したのですか。終局時保有耐力？？？

>Ds時にその時点の応力にてモデル化や材料の
>ばらつきを「保証」して上げないといけません。
>曲げモードの部材は確実に靱性を確保する意味からも
>Dｓ算定時が正と考えています。
>
>適判通りますか？保耐時の保証のみで

設計者がそのように考えるのは、安全側なので良いのでは？過剰であるとは思いますが。

適判に通るか、否かと言われれば通ると思いますし、実際に通っています（まぁ適判が通ったから何だ。ってことは無いのですが）

鳥刺し好きさんがQ&Aを載せてくれたので参考にすると良いと思います

基本に帰って考えれば”保有耐力決定時に余裕をみろ”って事だと思います

これでい−のだ

>設計者がそのように考えるのは、安全側なので良いのでは？過剰であるとは思いますが。


ん〜、崩壊メカニズムを保証する余裕度を確保する事が
なぜ過剰なのかわからん・・。

もちょっと押したら脆性破壊したりして＾＾；

確かに，余裕？安全率が高い方が好ましいとは思いますが，
Ｄｓ算定時応力まで保証するとなると，過剰のような気がします。

とはいえ，よくわからなくなってくるのですが，
Ｄｓを0.55として保有水平耐力を決定している場合，
Ｄｓ算定時にはせん断余裕度は１．０以下でもｏｋ？

>確かに，余裕？安全率が高い方が好ましいとは思いますが，
>Ｄｓ算定時応力まで保証するとなると，過剰のような気がします。
>
>とはいえ，よくわからなくなってくるのですが，
>Ｄｓを0.55として保有水平耐力を決定している場合，
>Ｄｓ算定時にはせん断余裕度は１．０以下でもｏｋ？

設計者としていろいろな考え方はあると思いますが。
ＩＣＢＡによると、Ｄｓ＝０．５５であれば、割り増しは必要ありません。

>ん〜、崩壊メカニズムを保証する余裕度を確保する事が
>なぜ過剰なのかわからん・・。
理解できませんかね？
Ds設定時に余裕度1.2 保有耐力時の余裕度1.3 →WA
でもアナタはこの場合はWDとするのでしょう？
それを過剰では？と言っているのですが。

>もちょっと押したら脆性破壊したりして＾＾；
その場合は崩壊系を確認していないのですから”Ds算定時”とは呼ばないでしょう？
当然”もちょっと押したら？”です

これでい−かな？

>Ｄｓを0.55として保有水平耐力を決定している場合，
>Ｄｓ算定時にはせん断余裕度は１．０以下でもｏｋ？
>

つうか、Ds算定時に余裕度1.0以下ってことは当然Ds=0.55でしょう？
Ds=0.55とすれば保有時に余裕度をチェックすることも必要ないと思っています

設計者としていろいろな考え方はあると思いますが。
暇つぶしにICBAの回答を一読してみるのも悪くないかも知れません。
http://www.icba.or.jp/kaisei/doc/kozo-Q&A.pdf

>Ds=0.55とすれば保有時に余裕度をチェックすることも必要ないと思っています

確かにそうなのですが，
例えば下層でこのようなＤｓ0.55相当の階が発生し，
上層の崩壊形を確認する為にさらに加力してＤｓを決定したい場合，
下層のせん断破壊壁は当たり前に1.0以下となります。

壁の余裕度をチェックするというよりも，
他の部材の種別の確認の段階で1.0以下となってしまう。
この場合のＮＧメッセージは無視・・と考えているのですが？

>例えば下層でこのようなＤｓ0.55相当の階が発生し，
>上層の崩壊形を確認する為にさらに加力してＤｓを決定したい場合，
>下層のせん断破壊壁は当たり前に1.0以下となります。

ごめんなさい。形状が理解できません。
下層がせん断破壊しているが、上層の壁？フレ−ム？が壊れていない状況？
下層で壊れているのなら、それ以上押しても変形が進んでしまい解析できなくなるのでは？
そう言う場合は、下層を剛体として．．．とか節点振り分け法にてとか．．．黄色本に書いてあったような？
曲げとせん断余裕率比から決めても良いような？

いずれにしろスレタイとは別の話？

とりあえずスレッドの質問解答をまとめると・・・

保証設計の際のQMは、設計者の判断により、保有耐力時でもDs算定時でもどちらでも良い。
ただ、法規（告示594第4）では保有耐力時（全体崩壊、部分崩壊、局部崩壊）でOK。

ということですよね。

>ごめんなさい。形状が理解できません。
>下層がせん断破壊しているが、上層の壁？フレ−ム？が壊れていない状況？
>下層で壊れているのなら、それ以上押しても変形が進んでしまい解析できなくなるのでは？
>そう言う場合は、下層を剛体として．．．とか節点振り分け法にてとか．．．黄色本に書いてあったような？
>曲げとせん断余裕率比から決めても良いような？
>
>いずれにしろスレタイとは別の話？


ああ。そうですね・・，ちょと違う方向に行ってしまいました。
スミマセヌ・・・。
パパさんが言われる通りです。

結論としてはFAT26さんのまとめとなりますね。

「スレタイとは別の話」については・・・

ビルディングエディタでは、Ds算定時がQMとなっているようです。この場合、連層耐震壁以外にフレームのあるような架構では、壁のせん断破壊型で、確かにQu/QMが1以下の壁が出てきますね。
僅かに設定された塑性時剛性に従って、終局耐力を超えた後も耐力がちょっとずつ上がっていってます。

>とりあえずスレッドの質問解答をまとめると・・・
>
>保証設計の際のQMは、設計者の判断により、保有耐力時でもDs算定時でもどちらでも良い。
>ただ、法規（告示594第4）では保有耐力時（全体崩壊、部分崩壊、局部崩壊）でOK。
>
>ということですよね。

全く違います。

>とりあえずスレッドの質問解答をまとめると・・・
>
>保証設計の際のQMは、設計者の判断により、保有耐力時でもDs算定時でもどちらでも良い。
>ただ、法規（告示594第4）では保有耐力時（全体崩壊、部分崩壊、局部崩壊）でOK。
>
>ということですよね。

その通りだと思います
FAT26さん　まとめるのがお上手です

私はDs算定時にも保証設計割り増し考慮がダメと言っているわけではありません。お間違いなく。

駄目だこりゃ。。

>駄目だこりゃ。。

ええと，よければ何がおかしいか，お教え願えませんか？

よろしくお願いします。

財団法人　建築行政センター（ICBA）
http://www.icba.or.jp/kaisei/H19KadaiKento.htm
．改正建築基準法に係る質疑・応答
構造関係基準に関する質疑　
http://www.icba.or.jp/kaisei/doc/kozo-Q&A.pdf

構造屋を自称するなら１回ぐらいは読んだ方が良いですよ。

>構造関係基準に関する質疑　
>http://www.icba.or.jp/kaisei/doc/kozo-Q&A.pdf
>
>構造屋を自称するなら１回ぐらいは読んだ方が良いですよ。

何回も読んでますが、どこのことですか？
ナンバーをお示し下さい。

もしかして「メカニズム」が「Ds算定時」のことを指している。
という認識ですか？？

>何回も読んでますが、どこのことですか？
>ナンバーをお示し下さい。
>
スル−が賢明かと。
彼は自分では説明できないのですから。
多分、答えは返ってこない・・

>もしかして「メカニズム」が「Ds算定時」のことを指している。
>という認識ですか？？
だとしたら．．．．

ちなみに柱・梁接合部のせん断設計もメカニズム時の応力で検討する必要があります。

このあたりの詳しい解説は、JSCAのスキルアップセミナーのテキストに出ています。

momoさんが正しいと思う。

変形早くとめて種別をＷＡやＦＡにする発想は法改正前に
逆もどり。そういう人がいるから法の網がかかった。

種別の決定はメカニズム時で決める。
法改正後の大原則。

「保証設計」の意味も理解されていない書き込みが見受けられましたが、スキルアップセミナーのテキストに書いてありますので参考に、保証設計とは特別な何かを設計する設計手法のことでありませんよ。

>変形早くとめて種別をＷＡやＦＡにする発想は法改正前に
>逆もどり。そういう人がいるから法の網がかかった。
>
>種別の決定はメカニズム時で決める。
>法改正後の大原則。
>
う〜〜〜〜ん。
変形を早く止めるとは話がちと、違うんですが。
もちろん変形を早く止めるのは厳禁です。
崩壊させてからの話です。

>スル−が賢明かと。
>彼は自分では説明できないのですから。
>多分、答えは返ってこない・・

名無し君は混乱させるのが目的なのでしょう
議論をかき回すだけで、何の役にもたたないボンクラ野郎なので
スルーが大正解かと思います。

>変形を早く止めるとは話がちと、違うんですが。
>もちろん変形を早く止めるのは厳禁です。
>崩壊させてからの話です。
>変形を早く止めるとは話がちと、違うんですが。
>もちろん変形を早く止めるのは厳禁です。
>崩壊させてからの話です。

保有耐力時、ＤＳ算定時と言っているのは、増分解析終了の
限界変形角をいじっているだけでしょ？
であれば同じ事かと。

保有耐力時と言っている変形角にて、すでに設計者がメカニズムを
確認されているのであれば、あなたが言っている、
保有耐力時とはメカニズム時の事であり
ＤＳ算定時のことであると思いますが。

>>スル−が賢明かと。
>>彼は自分では説明できないのですから。
>>多分、答えは返ってこない・・
>
>名無し君は混乱させるのが目的なのでしょう
>議論をかき回すだけで、何の役にもたたないボンクラ野郎なので
>スルーが大正解かと思います。

「何の役にもたたないボンクラ野郎の名無し君」が大正解では？
momoさんも、マータさんも、そういっとるよ・・・・・デス。

>種別の決定はメカニズム時で決める。
>法改正後の大原則。
>

確かに種別の決定はメカニズム時なのですが，
その時，告示にあるせん断の余裕度を満足する必要があるかどうか・・・

>「何の役にもたたないボンクラ野郎の名無し君」が大正解では？
>momoさんも、マータさんも、そういっとるよ・・・・・デス。


妙に居心地が良いＨＮ。
病んでいるのだろうか、ここ最近。

説明とか議論とか正解とか、何のことでしょう？
ＩＣＢＡの回答を言ってるだけで、主観も意見も感想も自分の設計主旨も語った覚えはないのだが。
この徒労感は適判やっていても時々感じるときがある。

あなたは良い意見を述べているのに
妙にトゲのある言い回しで損をされているので
そこの所を直せば皆さん気持ちよく行けると思いますよ。

>>種別の決定はメカニズム時で決める。
>>法改正後の大原則。
>確かに種別の決定はメカニズム時なのですが，
>その時，告示にあるせん断の余裕度を満足する必要があるかどうか・・・

今回このスレッドで改めて考えてみたのですが、
せん断余裕度は、種別判定の一部であり一体の物と考えました。

したがって種別判定とせん断余裕度を別々に考える事
はおかしいと思った次第です。

>今回このスレッドで改めて考えてみたのですが、
>せん断余裕度は、種別判定の一部であり一体の物と考えました。
>
>したがって種別判定とせん断余裕度を別々に考える事
>はおかしいと思った次第です。

ですよね・・・アーﾖｶｯﾀ。
今回の法改正の大原則はDs算定時（崩壊メカニズム）をはっきりさせる。つまりその時の靱性を保証する「保証設計」ですから。

保証できずその靱性余裕度の無い壁はWDとなると考えます。

私見：個人的には、保有水平耐力算出時点でのせん断余力保証で良いと思う。
理由：メカニズム応力だと、せん断保証がしんどいから。
設計方針：メカニズムを壁方向１／７５、ラーメン方向１／５０程度にして、未崩壊部材はランク決定は曲げ・せん断の余裕度で行っている。

momoさん　マ−タさん　＞Ds算定時
バカボンのパパ　FAT26さん　＞保有確認時

と言うことですね。

改めて”構造計算書作成の要点と事例”テキストを見てみました
P101中段にマ−カ−してありました
Ds算定時でなくてもよい。保有耐力時でよい。と赤字で書いてありました。
恐らく講師の方が言ったことを書き留めたのでしょう。

Q&Aにもそう書いてありますし。

判定支援ネットワ−クにも同じ質問が有りますが回答が有りません。
さて？どちらでしょう？

私は相変わらず保有時で保証すれば良い。ですが

>momoさん　マ−タさん　＞Ds算定時
>バカボンのパパ　FAT26さん　＞保有確認時

>さて？どちらでしょう？
>
>私は相変わらず保有時で保証すれば良い。ですが

過去スレで何回も何回も、言ってますが、
保有水平耐力とは、鉛直材が各々保有している耐力
の層ごとの合計で、常に一定です。1/100時とか、1/75時とか
1/50時とか常に一定です。
なので、Ｑ＆Ａにある保有水平耐力時とは
メカニズム時(全体崩壊型確認時）も含みます。

>
>したがって種別判定とせん断余裕度を別々に考える事
>はおかしいと思った次第です。

私も当初そういう風に解釈していましたが，
Ｑ＆Ａにて保有水平耐力時でよい，と回答されている事に矛盾がある気がしました。

確かに押し切った時点で，せん断余裕度がたくさんあればある程安全率が高くなるわけですから，望ましいとは思います。

が，Ｑ＆Ａにある回答を改めて読むと，保有水平耐力を保証する為・・と考えられるのですが。

>私は相変わらず保有時で保証すれば良い。ですが

ちょっとわからないのですが、
保有時でせん断余裕度の保証とは具体的に、どういう検証をす
るのでしょう？

例えば、保有に数倍の余裕があるような建物の場合、保有時の
変形と一次設計の変形が同じくらいでも保有がもっているという
事があると思います。

この場合ほどんどの部材が弾性状態になったりします。
弾性のまま存在応力に対してせん断の余裕度がどのくらいある
か考える？

>が，Ｑ＆Ａにある回答を改めて読むと，保有水平耐力を保証する為・・と考えられるのですが。

え？そうなのか・・

私はせん断破壊しない事を保証する

とずっと思ってましたが。

保有水平耐力を保証すると書いた意味は，
保有水平耐力の計算に用いたＤｓ値が変わらなければＯＫという意味です。

せん断破壊する事がわかるのであれば，当然せん断破壊を考慮してＤｓを決定し保有水平耐力を決定するべきです。

ただ，十分に加力してもせん断破壊しない場合，
つまり，その部材のせん断耐力をＤｓ算定時の応力が上回らない限り，せん断破壊しないので，Ｄｓの値は変わらないと思います。

そういう意味で，保有水平耐力の保証であると思っています。

>ただ，十分に加力してもせん断破壊しない場合，
>つまり，その部材のせん断耐力をＤｓ算定時の応力が上回らない限り，せん断破壊しないので，Ｄｓの値は変わらないと思います。
>
>そういう意味で，保有水平耐力の保証であると思っています。

↑メカニズム時と言う事ですよね。

>この場合ほどんどの部材が弾性状態になったりします。
>弾性のまま存在応力に対してせん断の余裕度がどのくらいある
>か考える？
>
>
そういう想定はしていませんでしたが、確かにどうするんだろ？
1次設計時みたいに検討？

やばい．．わからなくなってきた

ちょっとヤボ用で出かけます
又、夜顔を出して見ます。

>>ただ，十分に加力してもせん断破壊しない場合，
>>つまり，その部材のせん断耐力をＤｓ算定時の応力が上回らない限り，せん断破壊しないので，Ｄｓの値は変わらないと思います。
>>
>>そういう意味で，保有水平耐力の保証であると思っています。
>
>↑メカニズム時と言う事ですよね。

というか，私の言いたいのは，
メカニズム時（Ｄｓ決定時）：各部材のせん断余裕度は1.0以上
保有水平耐力時：せん断破壊部材とした部材以外は告示数値以上

ではないかと思うのです。

保有水平耐力は，例えば壁であればせん断耐力に1.25倍以上の余力を残した状態で決定する事になるので，
押し切った状態（メカニズム時）より手前で耐力確保できているという事になると思います。

なので，保有水平耐力の保証設計と言えると思いますが。。。。

>というか，私の言いたいのは，
>メカニズム時（Ｄｓ決定時）：各部材のせん断余裕度は1.0以上
>保有水平耐力時：せん断破壊部材とした部材以外は告示数値以上
>
>ではないかと思うのです。
>
>保有水平耐力は，例えば壁であればせん断耐力に1.25倍以上の余力を残した状態で決定する事になるので，
>押し切った状態（メカニズム時）より手前で耐力確保できているという事になると思います・・・・・・・。
>
>なので，保有水平耐力の保証設計と言えると思いますが。。。。

よかった、私のレスを完全に無視されているのかと
思いました・・・・デス
本題：
1,上↑にも書きましたが、保有水平耐力は加力がいくらだろうと
常に一定ですよね。なので、メカニズム時も含んで、保証する
と言う事になります・・・・・・デス
2,メカニズム時（Ｄｓ決定時）：各部材のせん断余裕度は1.0以上 であれば、FA材ですが、安全率が1.25を確保出来ない場合は
【 FD材扱い】になると言うことです。

と、思います・・・・・デス

メカニズム時まで押して求めるDsって必要保有水平耐力を決めるためだけのものだと思ってた。
そうして求めた必要保有水平耐力に対してどれだけの余力を有するかを担保するのが保証設計だと思ってたけど、皆さんの議論をみているとそんな単純なものじゃないみたいですね。

まだまだ勉強が足りない・・・・

>momoさん　マ−タさん　＞Ds算定時
>バカボンのパパ　FAT26さん　＞保有確認時
>
>と言うことですね。
>

私はDs算定時で設計しています。

法律上は「保有耐力時」でよさそうなのですが、保有耐力の定義（どこで止めるか）は設計者判断なので、早期に止めてしまった場合にどなたか言われているように問題がありそうですね。

Ds算定時のせん断余裕率は1.0でも良いとも考えられますが、材料強度のバラツキ等を考えると、保証とまでは言いにくいと思います。

各種の書籍や資料の執筆者は、保有耐力時とメカニズム時（Ds算定時）の言葉の使い分けができているのでしょうか？

風（かぜ）さんが言われているように、広義の上では（保有耐力は設計者が決めている）一定です。保有（水平）耐力を保証するのではなく、本当は必要保有水平耐力を保証するのではないでしょうか？

>本当は必要保有水平耐力を保証するのではないでしょうか？

靱性保証の安全率を保証するのではないでしょうか？

>1,上↑にも書きましたが、保有水平耐力は加力がいくらだろうと
> 常に一定ですよね。なので、メカニズム時も含んで、保証する
> と言う事になります・・・・・・デス
>2,メカニズム時（Ｄｓ決定時）：各部材のせん断余裕度は1.0以上 であれば、FA材ですが、安全率が1.25を確保出来ない場合は
>【 FD材扱い】になると言うことです。
>
>と、思います・・・・・デス

1　については，そうですね，理解できます。
2　については・・・？結局，メカニズム時のせん断余裕度が1.0以上であれば，ＦＡという事ですか？
安全率とはどういう意味で使われていますか？

>2　については・・・？結局，メカニズム時メカニズム時以上であれば，ＦＡという事ですか？
>安全率とはどういう意味で使われていますか？

保証設計に今回の改正でふみだしました。もともと
学会規準でも靱性保証型の設計法がありましたが
一般設計法でも保証設計をとりいれました。
メカニズム時に余裕度が1.0以上あれば、部材種別はFA材
です（改正前とかわらず）。法改正で保証設計を求められる
様になり、安全率（1.25、1.20，1.1）がクリアーできないと
【 FD材扱い】になると言うことです。

ウチのソフトでは、Ds時のせん断力がQMですので、「いわゆる保有耐力時」のせん断力を採用することができんデス。

実は僕も、保証設計の意味する本当のところは、「すべての部材についてメカニズム」であり、それ以上でもそれ以下でもないのだろうと思います。
しかし、法規上はそんなふうに書かれてなく、実際に防災協会のQ&Aで「保有時で良い」と読める解釈がある以上、工学的にどうこうでなく、法適合かどうかと言えばそれもアリ。ということが言いたかった訳です。
「大改正の主旨はコレ」と言っても、残念ながら条文のほうがそうなってないのです。（あと追いの解説は色々ありますが）

さて、
大幅に余裕（保有耐力）のある架構で、Qunクリアのところでわざと止め、そこでの保証設計うんぬんのお話がありましたが、確かに邪道的なにおいもするけれど、そのような架構で、全ての部材においてのメカニズムQに対して余裕度をクリアさせるということは、そもそもがQu/Qunが何倍あるという過剰設計？な例のような気もします。主筋入れすぎ？？

問題は、1枚の壁のせん断破壊で保有耐力となるような架構（局部破壊）においての判断としてどうするのか、ということかと思いますが。
理想的な架構においては、保有時もDs時もそう変わらない（メカニズム時）話ではないでしょうか？

>問題は、1枚の壁のせん断破壊で保有耐力となるような架構（局部破壊）においての判断としてどうするのか、ということかと思いますが。
>理想的な架構においては、保有時もDs時もそう変わらない（メカニズム時）話ではないでしょうか？

↑の様な耐震壁方向の1，2階壁のせん断破壊形式は
局部破壊（層破壊）として、荷重増分解析法を採用する際、
に認められいる、メカニズム形式です。よって、
保証設計する必要はありません・・・・・デス

ただし、本題とはずれますが、私の考えは、
耐震壁方向の1，2階壁のせん断破壊形式は本当は、出来るだけ
さける様にしてます。壁のせん断耐力に両側の付帯柱のせん断
耐力を足し算するのは問題があるとおもってます。ので
できるだけ、壁厚に余裕をみる様にしてます。・・・デス

>この場合ほどんどの部材が弾性状態になったりします。
>弾性のまま存在応力に対してせん断の余裕度がどのくらいある
>か考える？

このとき建物の固有周期がたとえば4秒とか以上であることが必要ではないでしょうか。
（4秒は３秒かもしれないし６秒かもしれません。）＞振動解析が必要。

弾性範囲だけの検証では通常の建物では、C０=1.0での強度が必要とおもいます。

>>本当は必要保有水平耐力を保証するのではないでしょうか？
>
>靱性保証の安全率を保証するのではないでしょうか？

脆性破壊は保証する必要がないので、取りあえず議論の対象からはずします。（靭性保証のみ対象とします。）

問題になっているのは、靭性保証の安全率を保証するのではなく、靭性保証の安全率が保有耐力時に対してで良いのか？Ds算定時に対して必要なのか？ですよね。

建防協の回答では、保有耐力時で良い旨記されています。

ということは、保有耐力時のせん断余裕率は告示を守り、Ds算定時は、せん断余裕率が1.0以上であれば靭性を保証していることになるのではないでしょうか？

必要保有水平耐力（Ds）を保証するのであれば、Ds算定時に対し告示の数値を守る必要があるような気がします。

>建防協の回答では、保有耐力時で良い旨記されています。
>
この時の保有耐力時とは、架構の終局状態も含むと解釈すべき
と、思います・・・・デス

解説書P359,5行目　QMの定義　第一号の計算時の応力
解説書P304上　第一号の計算時の応力＝保有水平耐力時＝メカニズム時（＝Ds算定時）

QMのMはメカニズムのことでは。
P305の”確認できた保有水平耐力”時をQMと解釈するのは無理があると思います。

>問題になっているのは、靭性保証の安全率を保証するのではなく、靭性保証の安全率が保有耐力時に対してで良いのか？Ds算定時に対して必要なのか？ですよね。
>
>建防協の回答では、保有耐力時で良い旨記されています。
>
>ということは、保有耐力時のせん断余裕率は告示を守り、Ds算定時は、せん断余裕率が1.0以上であれば靭性を保証していることになるのではないでしょうか？

私は↑そう思います。が，↓のご意見では結局Ｄｓ算定時に対して告示の数値を守る必要ありって事ですか？
上下の文で結論が変わってしまっている気がするのですが。

どういう解釈と捉えたらよいのでしょうか。。。



>必要保有水平耐力（Ds）を保証するのであれば、Ds算定時に対し告示の数値を守る必要があるような気がします。

解説書P359,5行目　QMの定義　第一号の計算時の応力
解説書P304上　第一号の計算時＝保有水平耐力時＝メカニズム時（＝Ds算定時）

QMのMはメカニズム時のことでは。

QMをP305の”確認できた保有水平耐力”時と考えるのは保証設計の主旨と違うと思います。せん断破壊しないメカニズムを保証する為の割り増しであると思います。

解説書に戻りますと、
解説書P359,5行目　QMの定義　第一号の計算時の応力
解説書P304上　第一号の計算時＝保有水平耐力時＝メカニズム時（＝Ds算定時）

QMのMはメカニズム時のことでは。

QMをP305の”確認できた保有水平耐力”時と考えるのは保証設計の主旨と違うと思います。せん断破壊しない崩壊形を保証する為の割り増しであると思います。

>>建防協の回答では、保有耐力時で良い旨記されています。
>>
>この時の保有耐力時とは、架構の終局状態も含むと解釈すべき
>と、思います・・・・デス

ただ，この回答は，
例題がＤｓ算定時応力に対して保証設計しているが，保有水平耐力時でよいのではないかというような質問だったと思います。

という事は，Ｄｓ算定時とは違う意味の保有水平耐力時と解釈できると思いますが。
どうでしょうか。。。

解説書を見ますと、
解説書P359,5行目　QMの定義　第一号の計算時の応力
解説書P304上　第一号の計算時＝保有水平耐力時＝メカニズム時（＝Ds算定時）

QMのMはメカニズム時のことでは。
QMをP305の”確認できた保有水平耐力”時と考えるのは保証設計の主旨と違うのでは。せん断破壊しないメカニズムを保証する為のせん断の割り増しであると思います。

解説書を見ますと、
解説書P359,5行目　QMの定義　第一号の計算時の応力
解説書P304上　第一号の計算時＝保有水平耐力時＝メカニズム時（＝Ds算定時）

QMのMはメカニズム時のことでは。
QMをP305の”確認できた保有水平耐力”時と考えるのは保証設計の主旨と違うのでは。せん断破壊しないメカニズムを保証する為のせん断の割り増しであると思います。

>解説書を見ますと、
>解説書P359,5行目　QMの定義　第一号の計算時の応力
>解説書P304上　第一号の計算時＝保有水平耐力時＝メカニズム時（＝Ds算定時）
>
>QMのMはメカニズム時のことでは。
>QMをP305の”確認できた保有水平耐力”時と考えるのは保証設計の主旨と違うのでは。せん断破壊しないメカニズムを保証する為のせん断の割り増しであると思います。

私も、そのとうり・・・と
思います・・・・デス

法律の解釈は別として、私はＤｓ算定時に余裕度を確保する必要あり派です。

momoさんがはじめの方で書いていらっしゃるとおり、様々なばらつきを
考慮した上で破壊形式を保証してやる必要があると思います。

一般的には、部材の曲げ耐力を算定するにあたっては鋼材のＦ値を
1.1倍した値を用い、せん断耐力を算定するにはＦ値をそのまま
用いていると思います。
しかし、鉄筋の降伏点の統計値によれば、降伏点の上限値が1.2F〜1.3F
程度になります。
わかりやすい例で言うと、梁の曲げ耐力が1.3／1.1＝1.18倍程度に
ばらつくことはあり得ると言うことです。

このような部材強度のばらつきを考慮した上で、Ds算定時で得られた
崩壊形を保証するために、Ds算定時の応力に対して余裕度を確保しておく
必要があると思います。

>私は↑そう思います。が，↓のご意見では結局Ｄｓ算定時に対して告示の数値を守る必要ありって事ですか？
>上下の文で結論が変わってしまっている気がするのですが。
>
>どういう解釈と捉えたらよいのでしょうか。。。
>

結局、明文化する人の国語力だと思います。
保有耐力時とDs算定時の使い分けができているかどうか疑問です。

建防協の回答の取り扱い方によりますが、Ds算定時に対する余裕率と考えておいた方が無難だと思います。

私は、最近軟弱になってきました。告示が出た頃は、耐震壁のせん断余裕率1.25は「ふざけるな！！」と思ってましたが、今のところ全てＷＤとして扱うことに慣れてしまいました。
無難なほうへ流されます。

>解説書P304上　第一号の計算時の応力＝保有水平耐力時＝メカニズム時（＝Ds算定時）

同P305　中段あたり　
「増分解析による場合で、各階の耐力はそれぞれ必要保有水平耐力を超えているが、
　架構としては崩壊ﾒｶﾆｽﾞﾑ状態に達していないときには、確認された耐力を保有水平耐力としてよい。」

そしてその下

「本節以降、上部構造の終局状態を「保有水平耐力時」としている部分があるが・・・・・
　　ﾒｶﾆｽﾞﾑが形成された時点を特定する必要がある場合は、「崩壊ﾒｶﾆｽﾞﾑ時」等とし区別して扱う」

とあります。

P359は　本節以降にあるので”確認できた保有水平耐力”時をQMと解釈できるとおもいます。

>建防協の回答の取り扱い方によりますが、Ds算定時に対する余裕率と考えておいた方が無難だと思います。
>
>私は、最近軟弱になってきました。告示が出た頃は、耐震壁のせん断余裕率1.25は「ふざけるな！！」と思ってましたが、今のところ全てＷＤとして扱うことに慣れてしまいました。
>無難なほうへ流されます。


そうですね，確かに皆さんの言われているとおり，
Ｄｓ算定時で考慮するのが一番無難です。

バラつきをどう考慮しているのか。と問われれば，確かに一瞬考えてしまいます。
安全確保は第一ですが，不経済な設計へつながるとも考えられるので，過剰な割増しであればしなくて良いのではとも思います。
施主の利益を考えると・・・どちらなのでしょうか。

ズルをしようという事ではなく真面目に考えているのですが，
皆さんのたくさんの意見を見ると，改めて難しい事なのだなあと
実感しました。

ただいまです

まだ決着は付いてないようです。多分付かないでしょうけど。

そりゃ、Ds時で保証すればそれ以上は無いのですから文句の付けようがないですが、そこまでの必要あるの？って最初から変わっていませんね。

皆さん書いているように、告示ではDsまで求めていません。
あとは設計者の判断ってところでしょうか？

実際問題、Ds時で保証したら殆どWDになりませんか？

P359は　本節以降にあるので”確認できた保有水平耐力”時をQMと解釈できるとおもいます。


そうなんですよ，解説に対する回答もそう読めると思います。

安全側の理想はＤｓ算定時ですが，実際は保有水平耐力時の保証設計ではないかと思います。。。

>安全側の理想はＤｓ算定時ですが，実際は保有水平耐力時の保証設計ではないかと思います。。。
>


スレ主のnamさん　へ
だいたい議論は出つくしたと思いますが、
出来ましたら、「改正建築基準法電話相談室」
03-5206-6135　に月曜日電話できませんか？
しばらく、↑に電話してないので、まだ、やってるのか
わかりませんが・・・・・・・デス

風さん．．．

＞改正建築基準法電話相談室の開設【平成20年6月30日で終了しました。】
だそうです

前にも書きましたが、適判員なら誰でも見れるQ&Aがあります
（適判機関としての登録なので機関に聞いてみてください）
http://www.icba-info.jp/tekihan/html/home/login.php

ここに質問が載っていますが（9/3付け）回答はいまだに無しです。多分そのうち出るでしょう。
それまで気長に待ちましょう。

>ここに質問が載っていますが（9/3付け）回答はいまだに無しです。多分そのうち出るでしょう。
>それまで気長に待ちましょう。

バカボンのパパ さん　へ
なんですか↑、しらなんだ・・・ありがとう・・・デス

PS：いつもの「これでいいのだ〜」大好きです。
　　「これでいいのだ〜」でお願いします。

適判員限定ですか・・・
公開してほしいな。

ともあれ，皆さんたくさんのご意見ありがとうございます。
改めて勉強させていただきました。
でも，結局結論はここでは出ませんね。

ただ，回答が出るまでは安全側としておきたい気持ちにもなりました。。。

>適判員限定ですか・・・
>公開してほしいな。

回答出たらコソッと教えますよ＞スレ主さん
（ど−やって！！？）

>>適判員限定ですか・・・
>>公開してほしいな。
>
>回答出たらコソッと教えますよ＞スレ主さん
>（ど−やって！！？）

ほんと，教えてほしい！
暗号解読の練習でもしておきます。。。

風（かぜ）さんへ

今頃、すいません　デス
ひとつ気になることがあるんですが、・・・・


>保有水平耐力とは、鉛直材が各々保有している耐力
>の層ごとの合計で、常に一定です。1/100時とか、1/75時とか
>1/50時とか常に一定です。

「保有水平耐力が常に一定」と言うのが理解できない
のですが・・・・
保有水平耐力は外力形が変われば、同じ建物でもいくつでも
ありえます。

>momoさん　マ−タさん　＞Ds算定時
>バカボンのパパ　FAT26さん　＞保有確認時
>と言うことですね。

momoさん派に一票！　　　　　m(__)m

黄色本のP.365にDsの算出方法について
�@部分崩壊の場合で、未崩壊部判定方法が掲載されています。
内容は判定に際して、曲げ余裕度に対してのせん断余裕度の大小、
つまり1：1になっています。
よって、Ds算定時は、各部材の種別（部材ランク）の算出により、
当該階のDs値の決定が主な目的なので、層間変形角1／50を超え
て曲げ崩壊なら相当な靱性があるのでは無いかと思います。
ただし、Ds算定時に部材種別決定とは別に、設計者が余裕度を考慮
出来るように各プログラムは配慮されています。
それより、ヒンジ部分の靱性回転能力の確保が重要な気がします。←余談

したがって、せん断余裕度は保有水平耐力時の応力に対しての考慮
でいいのではないでしょうか。
ちなみに、余裕度1.1倍は両ヒンジなので自動的にDs算定時に1.1倍
の余裕度となります。
梁はFA→FBなので0.35／0.3＝1.16（1.2倍）
柱はFA→FCなので0.40／0.3＝1.33（1.4倍）
耐力壁はWA→WCなので0.55／0.45＝1.22（1.25〜1.30倍）
この程度に余裕度を設定しておけば問題ないように思います。

>「保有水平耐力が常に一定」と言うのが理解できない
>のですが・・・・
>保有水平耐力は外力形が変われば、同じ建物でもいくつでも
>ありえます。

座屈さん　へ、おはよう　デス

私に、質問ありましたので、
1，節点振り分け法で求めた、保有水平耐力は外力に関係なく
　　一定。ですよね。
2，荷重増分解析で得られものは、P-δ関係図であり、
　このぐらい変形した場合、このぐらいの保有水平耐力数値を
　示す。と、強制変形時の保有水平耐力を数量的に示して
　いるだけで、本当の保有している最大の保有水平耐力を
　しめしている訳でありません。ですよね。
3，保有水平耐力とは最大の水平耐力の和であり、
　加力により、少なくなったり、多くなったりはしません。
4，日頃、私たちが算出している保有水平耐力はある層が
　保有水平耐力に達したときの、数量であり、
　他の層の保有水平耐力をしめしているわけではありません。
5，もっと極端な言い方をすると、日頃、私たちの、算出して
　いる保有水平耐力（Qu）は本当の保有水平耐力ではなく、
　保有水平耐力は,いくつでQu/Qunがいくつだ、と言ってるだけ
　です。本当の保有水平耐力（Qu）を求める
　のは荷重増分解析法では、できません。です。

荷重増分解析法は本当の変形量や、本当の保有水平耐力（Qu）
など、なんでもかんでも求まる、と思わせる様な、
風潮があるので、
説明がむずかしい・・・・・デス。

>荷重増分解析法は本当の変形量や、本当の保有水平耐力（Qu）
>など、なんでもかんでも求まる、と思わせる様な、
>風潮があるので、
>説明がむずかしい・・・・・デス。
>

風（かぜ）さんへ

ご回答有難うさん　　デス
言わんとしている事が、理解出来ました。
（考え方は、私と同じだと感じました）

私も、上記の風（かぜ）さんの危惧を最も危惧しております。

>ちなみに、余裕度1.1倍は両ヒンジなので自動的にDs算定時に1.1倍
>の余裕度となります。
>梁はFA→FBなので0.35／0.3＝1.16（1.2倍）
>柱はFA→FCなので0.40／0.3＝1.33（1.4倍）
>耐力壁はWA→WCなので0.55／0.45＝1.22（1.25〜1.30倍）
>この程度に余裕度を設定しておけば問題ないように思います。
>

主水労図さんの考え方も大変勉強になりました。

いずれにしても，
どれくらいの余裕度を持たせるか，または持たせないかについて考え，
それなりの理屈を持って判断する事が大事なのでしょうね。

皆さんのご意見・考え方など，ホントいろんな意味で勉強になります。ありがとうございます。

ICBAの回答読めば書いてあるだろ。

本当の保有水平耐力？意味不明です
節点振り分け法で出てくる答えが一つ？
一つの崩壊形しか考えないから一つなだけ、
崩壊形が変われば耐力も変わる、当たり前です

地震によって応答が違えば外力分布も変わって
耐力も変わるのが当然かと

>地震によって応答が違えば外力分布も変わって
>耐力も変わるのが当然かと

御意。

基準解説書にあるように、片持ち柱の保有水平耐力を計算してみれば解るように、保有水平耐力が外力分布に依存することは明らか。

>>地震によって応答が違えば外力分布も変わって
>>耐力も変わるのが当然かと
>

これはその通りですが

風（かぜ）さんは、増分解析より節点振り分け法の方が、
耐力が大きくなるので、せん断余裕度についてはそちらのより厳しい
ところでチェックするべきと言っているのでは？

みなさんのように、色々意見がわかれることの原因として・・

保有水平耐力の設計法は、全体崩壊（梁降伏）を大前提として考えられたものである。
ということがあるのではないでしょうか？

オマケとしてある、部分崩壊、局部崩壊については、理想的崩壊形ではないけれど、そこで建物としてはやはり終わりであることから入れざるを得なかった。
なので、色んな解釈が出る隙間があるのかと。

>本当の保有水平耐力？意味不明です
>節点振り分け法で出てくる答えが一つ？
>一つの崩壊形しか考えないから一つなだけ、
>崩壊形が変われば耐力も変わる、当たり前です
>
>地震によって応答が違えば外力分布も変わって
>耐力も変わるのが当然かと

そうですねぇ。
本来建物が持っている耐力は１つなんでしょうけど、正解は誰もわからないですね
そうなると、解をいろいろ持っている。という方がわかりやすいですね。
人によって解が異なるのも一般の方からすると理解しにくいでしょうけど。

>荷重増分解析法は本当の変形量や、本当の保有水平耐力（Qu）など、
>なんでもかんでも求まる、と思わせる様な、風潮があるので、

限界耐力法やエネルギー法などの応答震度法ともゆうべき解析手法への誘導とも思えます。

ＩＣＢＡに解答出てるジャン。

>ＩＣＢＡに解答出てるジャン。
論点は二つ。（ユニオンの講習会でも言っていた。）

余裕度の、判定。
１：Ｄｓ決定時で荷重増分を終了した時点。
２：荷重増分を終了した時点で、未崩壊部材があった場合、応力　　の余裕度で未崩壊部材のランクを決めた時点。

メカニズムはこの二つのうちどちらかが明確でないと言っていた。
論点がずれたところで、よくここまでスレが伸びるね。

個人的にはメカニズム応力は、増分解析終了時点で良いと思うが。
安全のために（後出しの、法解釈により不適合にならないために）
増分解析終了後の、未崩壊部材の決定後の応力で、せん断に対する
余裕度を決めたほうがいいだろうね

大勢に影響ありません。で良いかと。
付け足すなら、断面検定比及びQu/Qunを書けば良いかと。

私が今まで受けた”下らない指摘”

指摘：階段部分の梁のφが床で配置しているためφ=1.5が考慮されています。
回答：全体から見ればほんの一部であり大勢に影響有りません。

それでOKでした。
適判員も実務者ですからわかってくれると思いますよ。

ちなみに私が見るときは↑くらいならスル−しています

田舎人サン

>適半（誤字ではないです）から、アルミ手摺りの荷重は
>考慮されてますか？という質問がきました。
>あはかとおもいながら、自分は極微少な故無視してますと
>回答したい思っていますが、それで納得してくれるのでしょうか。

そう言った場合に反論するため、私はいつも最上階に地震時余力を
適当にばらまいております、全重量の０．１〜０．５％程度・・・

ところが先日適合判定から、余力の根拠を示せと言う質疑がぁ
これにはマイッタですね、余力は余力なりと回答しておいた
ですが、確認は下りたようです。

>アルミ手摺りの荷重は考慮されてますか？という質問がきました。あはかとおもいながら、自分は極微少な故無視してますと回答したい思っていますが、それで納得してくれるのでしょうか。


荷重の拾い漏れがありましたが、全体の数％（１％未満）。
検定比すべて0.99以下で、偏芯率、剛性率にも影響なし、保有耐力も余力内なので問題なしで通りましたが、結局、当たった人によるようです。

＞結局当たった人によるようです。

それは今、問題になってますよね。＞ダブルいやトリプルスタンダ−ド。

>余力は余力なりと回答しておいた

それイイですね。

鳥刺し好きサン

>検定比すべて0.99以下で、偏芯率、剛性率にも影響なし、
>保有耐力も余力内なので問題なしで通りましたが、

私はＢＵＳ−５メインですが、検定比の検定値を規制出来る
ようになっているので、最近は０．９５で検定しています。

>
>私はＢＵＳ−５メインですが、検定比の検定値を規制出来る
>ようになっているので、最近は０．９５で検定しています。

Lionサン

私もＢＵＳですが知らない間にいろいろ追加されているのですね。

余力の荷重ですが、ＳＳ2だったと思いますが、重心位置に追加荷重が出来る機能がありました。
この荷重は何ですかと私も聞きましたが、回答がまさに「余力です」でした。 (<^!~>)

予備荷重という表現にしてみてはいかがでしょうか

アルミ手摺の自重ではなく手摺にかかる荷重ではないですか？
通路、階段の側部　　　　　　1.0ｋｎ/�u
通路、階段の突き当たり部　　2.5ｋｎ/�u　
上記の検討は必要です。

アルミ手摺の自重を指摘する敵は任はいないと思います。
貴殿の勘違いと思う！

ﾏﾄﾚｽｽﾏｿ

>適半（誤字ではないです）から、アルミ手摺りの荷重は考慮されてますか？という質問がきました。あはかとおもいながら、自分は極微少な故無視してますと回答したい思っていますが、それで納得してくれるのでしょうか。

必ず入れています。100N/m程度・・・。
または、１００Ｎ/m2ずつに丸めるために
　手摺りその他・・・＊＊Ｎ／/m2　　　など。
有るものを軽いから無視しましたと言うより、どうせ全体に影響ないのだから項目だけは書いておく方が良いのでは無いでしょうか。
「その他」に含まれています・・・と。
指摘するほどの荷重では無いですが・・・

>指摘：階段部分の梁のφが床で配置しているためφ=1.5が考慮されています。
>回答：全体から見ればほんの一部であり大勢に影響有りません。

全体には影響なくても、部分的に影響がありそうなのでφ＝１にしています。
というか、ｽﾗﾌﾞ厚を０にして、ｽﾗﾌﾞ重量は仕上げ荷重で入れています。

>ところが先日適合判定から、余力の根拠を示せと言う質疑がぁ
>これにはマイッタですね、余力は余力なりと回答しておいた

もっと厳しく叱りなさい。>Lionさん(^^；)

>私はＢＵＳ−５メインですが、検定比の検定値を規制出来る
>ようになっているので、最近は０．９５で検定しています。

便利そう。
用途係数で割り増ししておいて、提出時には1.0に戻す手間が省けますね。

去年の法改正後は入れるようにしています。
過剰かとは思いますが、アルミ建具程度としています。
出し直ししたくないもので、戦わずして逃げています。
部材の曲げ・せん断や保有耐力に安全率を考慮しても、付着や定着・接合部せん断等がぎりぎりだったりするので不安です。

適判物件ではないですが、
外部サッシのガラスが網入りですが、その分の荷重をみていますか?という質疑があり、
力が抜けたことがつい最近ありました。

>適判物件ではないですが、
>外部サッシのガラスが網入りですが、その分の荷重をみていますか?という質疑があり、
>力が抜けたことがつい最近ありました。

それはさぞかし力が抜けたでしょうね。
その判定員が実務者だとすると、その方は荷重の拾い分けをしてるのでしょうかね？
工学的にどれほどの意味があるのか聞いてみたいです。

>それはさぞかし力が抜けたでしょうね。
>その判定員が実務者だとすると、その方は荷重の拾い分けをしてるのでしょうかね？
>工学的にどれほどの意味があるのか聞いてみたいです。

詰めモルタル・面格子・うちは無しのアゴチン・・・全部計算しています・・・。(^^；

>>工学的にどれほどの意味があるのか聞いてみたいです。
>
>詰めモルタル・面格子・うちは無しのアゴチン・・・全部計算しています・・・。(^^；


カーテンボックス、ブラインド荷重が抜けています！！

>詰めモルタル・面格子・うちは無しのアゴチン・・・全部計算しています・・・。(^^；

エライ。
有るものを、無いとは言えませんね。

ところで　うちは無のアゴチンとは何ぞや。

>詰めモルタル・面格子・うちは無しのアゴチン・・・全部計算しています・・・。(^^；

ＲＣの開口寸法は、構造体としての有効寸法で決めるので、
いわゆるＷＨの寸法より、周囲に１０ｃｍの余裕をみています。
その際のアゴやタイルの荷重などを考慮して開口部の荷重を決めています。
大雑把に決めますが、デフォルトの４００Ｎ／ｍ２よりも大きな値になります。

>いわゆるＷＨの寸法より、周囲に１０ｃｍの余裕をみています。

せん断強度については安全側だが、せん断設計用の曲げ強度は過小評価となります。
外面開口寸法と内面開口寸法の双方について検証が必要では？

こんなことになったらどうしよう。（・。・）

>なんどか、回答に加わってる田舎人です。
>
>どうでも良いようなことですが、
>適半（誤字ではないです）から、アルミ手摺りの荷重は考慮されてますか？という質問がきました。あはかとおもいながら、自分は極微少な故無視してますと回答したい思っていますが、それで納得してくれるのでしょうか。
>あまり馬鹿げた指摘なので、ヒヤリングで喧嘩したいと思いますが、いかが思われますか。
>いい加減、時間の無駄遣いな指摘は止めていただきたいと思うのですが。
>
>皆さんのご意見をチッラト伺えればと思います。

廊下やバルコニーなら「実際は何も置かれることはないであろう積載荷重（居室並）もありますので」と答とけばいいです。
もっとも最近私は、あとで仕様変更あっても良いように300N/m程度の荷重設定しておきますがね。

喰えないサン

>もっと厳しく叱りなさい。>Lionさん(^^；)

厳しい回答を書いたのですが、依頼主の意匠屋の先輩に
事前相談したら削除の要求をされてしまいました（泣）
適合判定は比較的にスムースに下りました・・・

>厳しい回答を書いたのですが、依頼主の意匠屋の先輩に
>事前相談したら削除の要求をされてしまいました（泣）
>適合判定は比較的にスムースに下りました・・・

Lionさんに要求・・・。
上様しか思い浮かばない。です。

>大雑把に決めますが、デフォルトの４００Ｎ／ｍ２よりも大きな値になります。

900*900のサッシ　　開口1020*1050
アゴ60*50 詰めモルタル35*70
(24*0.06*0.05+20*0.035*0.07)*(1.02*2+0.9*2)=0.47kN
470/(1.02*1.05)=440N/m2

1600*1800のサッシ　　開口1720*1950
アゴ60*50 詰めモルタル35*70
(24*0.06*0.05+20*0.035*0.07)*(1.72*2+1.8*2)=0.86kN
860/(1.72*1.95)=260N/m2

過去に開口重量は入れてないレスがありましたが、？です。
有るものを無いものと見なす・・・。
ただし、こんなのを加算しても１％増にもならないです。
Qu/Qun=1.01 OK の計算書だと、・・(ry・・・。

>過去に開口重量は入れてないレスがありましたが、？です。
>有るものを無いものと見なす・・・。
>ただし、こんなのを加算しても１％増にもならないです。
>Qu/Qun=1.01 OK の計算書だと、・・(ry・・・。

どうも皆さん、ありがとうございました。
やはり有る物ははみないといけないのでしょうが
部材にも余裕がありますので、それで返答したいと思います。
感謝です。

>JSCAから、こんなのが来ました

>御意見の記入は下記のＵＲＬから直接入ることができます。
>http://www.mmjp.or.jp/jsca-kansai/members/qa/qa.html
>なお ユーザー名、パスワードとも「js-kaiin」です。

ホームページに公開されていない、メールの内容やパスワードを、会員以外に公開しちゃって・・。

> http://www.mmjp.or.jp/jsca-kansai/members/qa/qa.html
> ユーザー名、パスワードとも「js-kaiin」です。

>>JSCAから、こんなのが来ました
>
>>御意見の記入は下記のＵＲＬから直接入ることができます。
>>http://www.mmjp.or.jp/jsca-kansai/members/qa/qa.html
>>なお ユーザー名、パスワードとも「js-kaiin」です。
>
>ホームページに公開されていない、メールの内容やパスワードを、会員以外に公開しちゃって・・。

会員以外も見て見てって？？？

>>JSCAから、こんなのが来ました

>>なお ユーザー名、パスワードとも「js-kaiin」です。
>
>ホームページに公開されていない、メールの内容やパスワードを、会員以外に公開しちゃって・・。

本部の場合：
1，ユーザー名　　　　→会員番号（数字）
2，ログインパスワード→英数
3，会員以外で見れる所→そのままin

なんですがね。

関西は特別なんですかね・・・・。

で、メールチェックしてみたら、
「JSCA将来像策定WGII報告書（案）」意見書募集!
がきてました。

>関西は特別なんですかね・・・・。

東京に本部のある某社団法人も共通のユーザー名・共通のパスワードにしており、
会員以外の人たちが勝手に見ています。

スレ主編集キー入れ忘れてるし。
消されないように引用レスしてるし。

JSCAの会員のみ募集しても
しれてる気がする。
半分くらいは適判員ダブってそうだし。

いつまでも閉鎖的ですね。JSCA

>>関西は特別なんですかね・・・・。
>
>東京に本部のある某社団法人も共通のユーザー名・共通のパスワードにしており、
>会員以外の人たちが勝手に見ています。

うひゃ〜、そう、なんですか。知りませんでした。
便利と言えば便利か〜・・・・・・デス

>スレ主編集キー入れ忘れてるし。

本当だ・・・

>消されないように引用レスしてるし。

消されても良いように引用レスしてるし・・・構造屋ｻﾝていけずやﾜ。

>JSCAから、こんなのが来ました
>
>会員各位
>構造計算適合判定での指摘についての意見募集
>
>　

あんた、あほか。パスワードまで公表して。
よって意見させていただきます。

会員ではないですが、ＨＰのQ&Aをみました。
かなりいいかげんな回答がされてました。

例：隅柱の件ですが、国交省のＱ＆Ａでは、純粋に隅柱のみ対象とありますが、JSCAでは、外側にあればCiの割り増しか、加力方向を変更して検討となっていました。

これいかに。例え望ましいとしても、いたずらに設計者の判断を狂わすものかと推察いたします。
あんたがたの言うことが絶対正しいなら、国交省にも理解させていただきたい。
いたずらに、ジャスカと言うだけで、他の設計者の考えを惑わせるような発言は謹んでもらいたい。
追伸：ジャスカがなんぼのもんじゃ。じゃらじゃら吠えてるだけで、全く国交省に対して意見通事なではないじゃないですか。ジャスカも金集め集団と思われても？？？？？？？？？？？？？？？
です。事実そうらしいですね。

>かなりいいかげんな回答がされてました。
>
>例：隅柱の件ですが、国交省のＱ＆Ａでは、純粋に隅柱のみ対象とありますが、JSCAでは、外側にあればCiの割り増しか、加力方向を変更して検討となっていました。

ほんまやねぇ。
でも立場上仕方のない回答ですね。
逆に言えば、誰でもそう答えるでしょうね。構造屋に聞かれれば。

ここは敢えて、告示では謳われていないので検討する必要は無い。と言い切れれば尊敬しちゃうんですが。

立場上仕方ないんですよ＞建前的な発言なら書かない方がまし。

私は来年退会します。構１あればJSCA構造士は民間資格なので存在価値は薄まるでしょう。
まして新しい構造士は構１持っている既存構造士にはそのまま与えられるそうな。＞会費集めに必死だね。
前会長の退職金はいくらなの？

>>かなりいいかげんな回答がされてました。
>>
>>例：隅柱の件ですが、国交省のＱ＆Ａでは、純粋に隅柱のみ対象とありますが、JSCAでは、外側にあればCiの割り増しか、加力方向を変更して検討となっていました。
>
>ほんまやねぇ。
>でも立場上仕方のない回答ですね。
>逆に言えば、誰でもそう答えるでしょうね。構造屋に聞かれれば。
>
>ここは敢えて、告示では謳われていないので検討する必要は無い。と言い切れれば尊敬しちゃうんですが。
>
>立場上仕方ないんですよ＞建前的な発言なら書かない方がまし。
>
>私は来年退会します。構１あればJSCA構造士は民間資格なので存在価値は薄まるでしょう。
>まして新しい構造士は構１持っている既存構造士にはそのまま与えられるそうな。＞会費集めに必死だね。
>前会長の退職金は

あなたは偉い。
チャント自分を見つめなされ取る。
一匹狼になっても頑張ってください。
私も長年一匹狼で頑張ってます。
でも不況には、宮仕えより強いでっせ。

>>>JSCAから、こんなのが来ました
>>
>>>御意見の記入は下記のＵＲＬから直接入ることができます。
>>>http://www.mmjp.or.jp/jsca-kansai/members/qa/qa.html
>>>なお ユーザー名、パスワードとも「js-kaiin」です。
>>
>>ホームページに公開されていない、メールの内容やパスワードを、会員以外に公開しちゃって・・。
>
>会員以外も見て見てって？？？


まさに、手品のたねあかし。

>私は来年退会します。構１あればJSCA構造士は民間資格なので存在価値は薄まるでしょう。
>まして新しい構造士は構１持っている既存構造士にはそのまま与えられるそうな。＞会費集めに必死だね。
>前会長の退職金はいくらなの？

　JSCAの構造士は取っていませんが
　来年も退会はしません。
　JSCAに期待しています。

>　来年も退会はしません。

私も正会員として残ります。

>　JSCAの構造士は取っていませんが
>　来年も退会はしません。

禿同・・・
構造士は取れそうにないので受けません。
講習・研修会とその後の反省会が目的で入っています。
準備などで走り回っているJSCA（構造協会その他の会含む)の担当の方に感謝。

>>　JSCAの構造士は取っていませんが
>>　来年も退会はしません。
>
>禿同・・・


同上です。
ＪＳＣＡに頑張ってもらわないと困ります。

適判制度の運用にはかなり文句がありますが、チェックをする制度は必要に感じます。実務をやったことがない人が審査するのは無理だと思います。

指摘されて、なるほどと思ったりしましたし、凡ミスもゼロにするのは正直難しいです（私はひとより多いかもしれません・・・）

>>　来年も退会はしません。
>
>私も正会員として残ります。

本年の3月に入会したよ。
講習会と総会に出席しましした。

悪くない。
入会して、何故か落ち着いた気分でケツの座りがよか。

去る人、来る人。

去る人は不満があって去る人がほとんどでしょう。
黙って去るか、不満を言って去るかの違いはありますが。

不満には二種類あります、ただの誹謗中傷と建設的な不満。

ＪＳＣＡは構造士の試験の合格・不合格、一級建築士の所持・不所持
問わず幅広く会員を集めたい様子です。

ただ１つ言えることは、コアとなるのは、求心力を有無のは構造士のステイタスでしょうけど。
６０００人相当の構造士は、ＪＳＣＡの求心力を大きく損なうの可能性がありますので、
失う求心力を補う、ＪＳＣＡの大規模な制度変革と会員に対する特別なメリットが必要でしょうね。

会員に対する特別なメリットとは、構造一級更新の優でしょうか。
又、建築士を持たない構造設計補助員に対しては、「設計補助の技術レベル」を担保するステイタスでしょうか。

「構造設計補助員」という微妙な言い回しをせざる得ない資格ですので、表現にカチンとくるかもしれない人にあらかじめ謝罪。

>「構造設計補助員」という微妙な言い回しをせざる得ない資格ですので、表現にカチンとくるかもしれない人にあらかじめ謝罪。

『建築知識（一級）』『建築知識（二級）』という資格もあるのですから、
構造設計にも「構造設計補助員」として何らかの資格が必要と考えています。
ＪＳＣＡで計画中のようですね。

私が勧めて、専門学校の構造計算の講座に通わせた人がいるのですが、
彼は周囲の人たちに、『何の資格ももらえないのに勉強しているのだぞ』と話していたそうです。
そのことを聞いて、彼は本心では何か資格を欲していると思いました。
彼は構造一級の再試験（午前・午後）に向けて勉強していますが、
ＣＰＤを集めて、構造専攻建築士取得の準備も行っているようです。

>ＣＰＤを集めて、構造専攻建築士取得の準備も行っているようです。

2年前はCPDが足りなくても実務経験を細かく、
丁寧に書いて出せば大丈夫でした。
今でも、大丈夫では。

>2年前はCPDが足りなくても実務経験を細かく、
>丁寧に書いて出せば大丈夫でした。
>今でも、大丈夫では。

優遇措置は終わったようです。

>>ＣＰＤを集めて、構造専攻建築士取得の準備も行っているようです。
>
>2年前はCPDが足りなくても実務経験を細かく、
>丁寧に書いて出せば大丈夫でした。
>今でも、大丈夫では。

もう社会的？な役目は終えた、役に立たない講習会ばっかり・・・
要望出しても、意味さえ解らず、資格返上。

JSCAに期待する。
資格にとらわれず構造実務者全てが集う団体にして
不適合な指摘や理不尽な告示に意見を言える圧力団体に
なってほしい。その為には加入率を上げることが必要で
構造技術者の意識の向上と、世間に対する知名度が大事と
思います。但し年会費は１万円以下とすべし。

>いつもここで　いろいろと勉強させていただいております　ありがとうございます
>
>Building Editor を使用しました　鉄骨造平屋建　工場です
>基礎梁は外周のみで　露出柱脚で　縞々本　P600より　バネ定数を算出し（基礎梁が無い柱脚はモーメント０です）
>柱脚　基礎は　基礎梁が有って　モーメントが発生した所と同じにして提出しました　　ところ
>
>「基礎梁が取り付かない柱の支持点条件をピンとすると、柱脚バネを考慮しても、
>柱脚モーメントが発生しないので、安全側の評価とならないことについて、再検討して下さい。」（原文のまま）
>
>とのことですが　何をどうしたらいいのか　解りません
>ヒントだけでもご指導いただけないかと思って投稿しました　　よろしくお願いします

支点条件を固定、柱脚に回転バネ考慮　では？

柱脚のばねを指定しても、基礎梁がないため
ピン状態と同じとして計算されているのでは？
支点拘束（固定）とすべきではないですか・・・
そうするとばねによる応力発生、その曲げは基礎にて処理
そんな流れでは？？？

>いつもここで　いろいろと勉強させていただいております　ありがとうございます
>
これは何度も出ているので、過去スレを半年前位まで見直したら

いかがでしょうか

>「基礎梁が取り付かない柱の支持点条件をピンとすると、柱脚バネを考慮しても、
柱脚モーメントが発生しないので、安全側の評価とならないことについて、再検討して下さい。」

BPLのことではないですか　　柱頭Mの1/3

柱脚ばね、ピン支点、と2つも回転を作るのはいかがなものでしょうか
柱脚剛　支点ピンで如何でしょう

早ゝのご指導どうもありがとうございます
過去スレを探しに行ってきます

>柱脚ばね、ピン支点、と2つも回転を作るのはいかがなものでしょうか
>柱脚剛　支点ピンで如何でしょう

支点ピンって、支点＝基礎だからその基礎が回転するよって仮定？？？
基礎が回転する設計ってなぁに？？

釣りだな、こりゃ・・・

原則として、基礎梁の無い箇所は
・固定支持点として応力を求める
・得られた応力に対し設計する(基礎、柱脚、柱）

両方向とも基礎梁がないと、応力は複雑です。
杭基礎なら4本杭で設計することになると思いますが
・長期X-Y方向応力が有るので、杭応力が4本全部異なる
・柱脚せん断を受けるので、杭にはせん断が生じ、杭頭曲げが生ずる
・杭頭曲げで、基礎に曲げ−せん断が発生し、杭軸力が変動する
・地震・風圧時は、長期X-Y方向応力と組み合わせる事になる
・当然、杭水平抵抗で、杭反力が異なる
・X-Y方向から、杭水平抵抗なので、杭の設計応力はX-Yの合力で行う事になる

杭反力だけでも、この程度の検討が必要になります。
http://arc-structure.sakura.ne.jp/cgi-bin/src/up0227.pdf

>支点条件を固定、柱脚に回転バネ考慮　では？

例えば、杭基礎のばあいで、基準解説書に記載のある鉛直バネ算定式より回転バネを求めて支点に考慮してもいいのでしょうか？
この場合も固定支持の検討が必要になるのでしょうか？

おそらく基礎梁が取り付かない支点を固定にしても、今以上の柱脚にはならないでしょうから。

その他で考えられることとしては、フレーム（柱梁）断面の安全率について指摘されたのでしょうか。

「最も柱脚応力が厳しくなる条件で基礎梁が取り付かない柱脚で決定しているため、
柱脚自体には問題ないと思いますが、
基礎回転バネにより柱脚の固定度が上がった場合には、
当該フレームの分担が増えると思われます。
その場合の安全性については、どのように考慮されていますか。」

くらいに噛み砕いて書いて貰えれば、分かりやすいですね。

「層間変形角および保有水平耐力にとっては、
　回転バネを無視した方が安全側の仮定となることから、
　支点ピンとして計算書をまとめています。
　当該フレームの１次設計時に、
　支点回転バネもしくは支点固定としても、
　●×程度の余力を確保しています。
　（フレーム取り出して、追加説明書提出）」

くらいの回答かな。そんなん大丈夫でしょ、きっと。
杭ないよね？

ん？
基礎梁フレームにブレース有り？

>柱脚剛　支点ピンで如何でしょう

そこで、直交地中梁のねじれの検討ですヨン。
計算したこと無いけど蒸し返してみた。(^^；

>早ゝのご指導どうもありがとうございます
>過去スレを探しに行ってきます

皆々様,　こんにちは、
ただいま、帰社しました。盛り上がってますね。
私も、参加させて下さいな・・・。

本題：
sunkujira さん（スレ主さん）へ
見つかりましたか？

確か、今年、春頃だったかな・・・・・。
皆さん、それぞれいろんなやり方が
あった、様な・・・・デス。

>「基礎梁が取り付かない柱の支持点条件をピンとすると、柱脚バネを考慮しても、
>柱脚モーメントが発生しないので、安全側の評価とならないことについて、再検討して下さい。」（原文のまま）
>
>とのことですが　何をどうしたらいいのか　解りません
>ヒントだけでもご指導いただけないかと思って投稿しました　　よろしくお願いします

その指摘をした人に聞くべきでは？
想像していろいろ検討しても無駄になりますよ。

>柱脚　基礎は　基礎梁が有って　モーメントが発生した所と同じにして提出しました　　ところ
>

柱脚は軸力の違いにより必ずしも安全側とはなりませんので注意です。
又、基礎は柱脚曲げを基礎で抵抗させなければいけません、基礎梁のある所は基礎梁で処理しているので同じ基礎とはなりません。

文章からの私の推測です。

みなさんどうもありがとうございます
過去の会議議事録　��220から探して��214（2008/08/09）で見つけました
目にとまったのをついつい読んでしまって時間がかかります
メモ帳にコピーしましたので勉強してみます
もう少し過去スレ探しに行ってみます

>皆さん、ひとつ教えてください。
>
>梁の横座屈とは“曲げモーメントが作用した時に、それがある値に達すると梁の圧縮側が突然横方向に撓み同時にねじれを伴って破壊する現象“と認識しています。
>
>保有耐力を検討する時に梁の終局モーメントは、この横座屈を考慮したＭｃｒを用いますが、
>　　（Ｌb・ｈ）/Ａｆ　＜＝　300　・・・・・�@　の時は
>　　　Ｍｃｒ＝Ｍｐｏ
>ですよね。つまりこの式を満足する範囲に座屈止め（横補剛）があれば、横座屈しないで、梁が持っている全性能を発揮できるわけですよね。
>一方、保有耐力横補剛の第一位置は
>　（250・Ａｆ）/ｈ　・・・�A　かつ、65ｉｙ　
>を満足する位置となっています。
>
>�@と�Aの式にある定数300と250の違いは何なのですか？
>300/250＝1.2ですから保有耐力接合などにある安全率αのことなのでしょうか。
>そうだとしたら、Ｍｃｒは材質によって違ってもいいような気がするのですが・・・
>

Mcrの算定式は、梁の実験において梁の最大耐力が横座屈により
決まり、Mpに達しない場合の低減を考慮した耐力算定式です。
これは実験結果の回帰式として、鋼構造塑性設計指針のP.85付近に
示されています。その中でLbh／Af≦300以下の場合は、梁の終局耐力
をMpとしてよいことが示されています。

一方、横補剛間隔については同じ梁の実験において最大耐力後の
塑性変形能力に着目して決められています。
塑性設計指針のP.88付近からそのことについての記述があります。

つまり、Lbh／Afという同じパラメータで、最大耐力と塑性変形能力
という違う性能について整理した結果、境界値も違う値になったと
いうことだと思います

ちなみに、SM490の場合は200ですよね？

また黄色本のP.595の例題では、応力を割りますことでαを考慮
しているので、式中にはαは含まれていないと思います。

>�@の式が280位となった時は、Ｍｐｏを採用するのに、横補剛が250なので、横補剛不足として、Ｄｓ＝0.4以上をとらなければいけません。なぜ横座屈しないでフル耐力取れる梁を横補剛不足としなければならないのでしょうか？

�@の式が280位となったときは、横座屈しないのではなく、
Mpで最大耐力に達した後に横座屈するので、変形能力が足りない
ということだと思います。

>�@の式が280位となったときは、横座屈しないのではなく、
>Mpで最大耐力に達した後に横座屈するので、変形能力が足りない
>ということだと思います。

ありがとうございます

もう少し教えてください。

ということは、横座屈を起こさないのは250までの場合であって、
それを超えると最大耐力は取れるが、いずれ横座屈する・・・
ということでしょうか？

でも、最大耐力でフレームが崩壊していた場合、それ以上負担できないのに、横座屈することがあるのでしょうか？

・・・・もう少し考えて観ます。

ありがとうございました。

>でも、最大耐力でフレームが崩壊していた場合、それ以上負担できないのに、横座屈することがあるのでしょうか？

あると思います。
塑性設計指針P.92の図5.13(b)においては、横軸のLbh／Afが大きく
なった場合に縦軸のR（=θmax／θp−１塑性変形能力）が小さくなる
ことが示されていますが、この原因が横座屈のしやすさ・しにくさ
にあると考えられています。
想像ですが、降伏後にヒンジゾーンが広がる過程において、圧縮側
の軸力が増えるのかもしれません

>また黄色本のP.595の例題では、応力を割りますことでαを考慮
>しているので、式中にはαは含まれていないと思います。

梁嶋高雅さんへ

とても明解なレスで、賛同しています。午後から推移を見守って

いましたが、追加的に某文献より引用して書き込みます。

告示式はもともと建築学会の鋼構造設計規準において用いられる

式に基づいた簡便な、略算的な評価式である。

だから、学会式の特徴では実験的検証をしていますね。

限界状態設計法の横座屈耐力式をベースに、全塑性モーメントMp

を降伏モーメントMyに置き換えることの妥当性を実験的に検証し

安全率を見直したものです。

>>でも、最大耐力でフレームが崩壊していた場合、それ以上負担できないのに、横座屈することがあるのでしょうか？
>
>あると思います。
>塑性設計指針P.92の図5.13(b)においては、横軸のLbh／Afが大きく
>なった場合に縦軸のR（=θmax／θp−１塑性変形能力）が小さくなる
>ことが示されていますが、この原因が横座屈のしやすさ・しにくさ
>にあると考えられています。
>想像ですが、降伏後にヒンジゾーンが広がる過程において、圧縮側
>の軸力が増えるのかもしれません

だから、局部座屈、横座屈を考慮してMpを低減しても、その低減

したMcrを保ったまま変形する能力がある保証がないのです。

>梁嶋高雅さんへ
>
>とても明解なレスで、賛同しています。午後から推移を見守って
>
>いましたが、追加的に某文献より引用して書き込みます。

くそまじめさん

フォローありがとうございます。
このあたりは、難しいことが多いですね。これからもよろしくお願いします　m(__)m

>フォローありがとうございます。
>このあたりは、難しいことが多いですね。これからもよろしくお願いします　m(__)m

おはようございます。こちらこそ4649。

鉄骨造はまさに、座屈との戦いであると思っています。

構造一級テキストP141-(2-9)式にも記載がありますが、

弾性横座屈耐力については、√サンブナン項+ワグナー項で

あるが座屈安全率についてはいずれか大きい方を採用とし、

他を省略し安全側の値で評価出来るとして、告示式は

簡略式です。告示式と学会式の比較を見ると概ね告示式は

安全側の評価となっております。

>どなたかお知恵をお貸しください。
>
>某確認検査機関から割印と設計者印を図のように指示されましたが、確認申請副本の印をどのようにしたら作れるのかわかりません。教えてください。

某確認検査機関に聞くしかないのでは。
しかし、複雑怪奇。
この指示をもらってそのまま帰って来た人って子供の使いでは？

出来ないですよねぇ。

2月にこの指示が出たときから、話題になっていましたが。

最初に割印をした副本には、設計者の押印がないわけだから、
完成品の副本の設計者の欄が「割印は朱肉のまま、設計者印がコピー」ってことはあり得ないのに、ね。


そういう審査機関が上記の矛盾に気づいていないだけ、だと思いますけど。。。

>某確認検査機関から割印と設計者印を図のように指示されましたが、確認申請副本の印をどのようにしたら作れるのかわかりません。教えてください。

正本へは、原本をコピーしてコピー印（黒）の隣に押印しています。
黒印と朱肉印を重ねないように。(印)の上に押印する人が多いですよね。
追加・・・副本ですね。
副本は正本をコピーしますので、黒印が２個になります。


http://www.icba.or.jp/kaisei/H19KadaiKento.htm#no.1
の３０〜３３ページ参照。
特にＰ３０（５）は音読２０回願います。設計図書は紙で保存する意味も判ると思います。

>どなたかお知恵をお貸しください。
>
>某確認検査機関から割印と設計者印を図のように指示されましたが、確認申請副本の印をどのようにしたら作れるのかわかりません。教えてください。
>
>http://arc-structure.sakura.ne.jp/cgi-bin/src/up0225.pdf

手差しコピーすればできるけど、意味無さそー

>http://www.icba.or.jp/kaisei/H19KadaiKento.htm#no.1
>の３０〜３３ページ参照。
>特にＰ３０（５）は音読２０回願います。設計図書は紙で保存する意味も判ると思います。

この「構造審査・検査の運用解説」の安全証明書の書式、おかしいですよね。。。

改正建築士法にある書式には、建築士事務所の「名称」欄はないですよね。
この事を国交省に問い合わせしたら、草案の段階では、名称欄があり、法律化された時にはないとの事。
だったら、法律化された書式の凡例を記載すべきでしょう。

また、今年４月の官報で、建築士の「住所」欄は、削除となっています。

>某確認検査機関から割印と設計者印を図のように指示されましたが、確認申請副本の印をどのようにしたら作れるのかわかりません。教えてください。
>
>http://arc-structure.sakura.ne.jp/cgi-bin/src/up0225.pdf

あらら、審査機関によって違うのかな？？？
こちらは、こんな指示が・・・

http://arc-structure.sakura.ne.jp/cgi-bin/src/up0226.pdf

>あらら、審査機関によって違うのかな？？？
>こちらは、こんな指示が・・・
>
>http://arc-structure.sakura.ne.jp/cgi-bin/src/up0226.pdf

割り印を押した計算書は安全証明書とセットで建築主に提出します。

>割り印を押した計算書は安全証明書とセットで建築主に提出します。

全部カラーコピーにすりゃぁ、ほとんど分からん(^.^)

ど−でも良いのよ。こんなのは。

私は全て（正副x2）押印してます
全てが原本かい！と自分でツッコミながら。

>ど−でも良いのよ。こんなのは。
>
>私は全て（正副x2）押印してます
>全てが原本かい！と自分でツッコミながら。

↑大正解ですね。
計算内容には、何もごまかしはないのだから。
悪いことはしておりません。
てな、訳で、なにも悩まず、全て押した方が早い。
これで、文句言う役人はいないと思いますが。
ダメかな？・・・いいのです。これで。

>割り印を押した計算書は安全証明書とセットで建築主に提出します。

委託者宛ての安全証明書の原本を建築主に提出する？？
ということは、構造設計の直接依頼主(委託者)の手元には、原本は残らないってことですか？

安全証明書だけは、建築主にはコピーで、安全証明書あて先の「委託者」に原本では？？

>安全証明書だけは、建築主にはコピーで、安全証明書あて先の「委託者」に原本では？？

正解ですね、証明を出すのは委託者へ出すから、申請は
コピーでよろし・・・

>私は全て（正副x2）押印してます
>全てが原本かい！と自分でツッコミながら。

朱肉印でないコピーにしなさいと言われた。
両方に押すと、原本をコピーしたのではなくて、別々の書類に押印したことになります。
実際に別々に打ち出しているんだけど・・・・。(^^；
基準法を守りましょう。・・・ﾄｶｲﾃｵｺ　(^^；(^^；

>安全証明書だけは、建築主にはコピーで、安全証明書あて先の「委託者」に原本では？？

すみません。省略しました。
途中の委託者を経由して、安全証明書（朱肉印）を添えて計算書（朱肉印）を建築主に届けます。
建築主はだれが構造計算を行ったかのかが解ります。
何度か書きましたが、これが安全証明書の目的です。

建築主は最初の設計者から説明を受けて、成果品を受け取ります。
それから、図面と計算書を代理者に渡して確認を取って千代・・・。の流れです。
実際はちょっと違う・・・だいぶ違いますが・・・。

そうすると、計算書だけでなく図面も建築主が原本を持っていてコピーすることになる・・・？？？あり〜っ。トレペで提出。なんか変？？？
原本は建築主が保管。原図は設計者が１５年保管。？

確認出しに行ったらこうするようにと言われたって、昨日の夜、意匠のたえこから連絡があったの。

でも、建築センターの講習会で聞いたのとちがうんで〜今日お電話したの。

だって、朱肉を押した安全証明書は委託者に渡してあるんだから、提出はコピーでいいじゃないのかっていったの。

本当に委託者に渡したのかわからないっていうのよ。じゃ渡しましたって書いた１枚つけるっていったら、それでいいって解決。

また付け直さなくてよかったわ。

やさしいおじ様がた、どうもありがとうございました。

>やさしいおぢ様がた、どうもありがとうございました。

カ＊＊さんとあけみｻﾝ、いや、けいこｻﾝは同じ男性かと思っていたのですが、違ったようですね。
失礼しました。

>カ＊＊さんとあけみｻﾝ、いや、けいこｻﾝは同じ男性かと思っていたのですが、違ったようですね。
>失礼しました。

ネ○マ注意

>そうすると、計算書だけでなく図面も建築主が原本を持っていてコピーすることになる・・・？？？あり〜っ。トレペで提出。なんか変？？？
>原本は建築主が保管。原図は設計者が１５年保管。？
>

副本が施主に渡るから、原図は設計者保管でしょ。
設計図書は、副本が正では?

>途中の委託者を経由して、安全証明書（朱肉印）を添えて計算書（朱肉印）を建築主に届けます。
>建築主はだれが構造計算を行ったかのかが解ります。
>何度か書きましたが、これが安全証明書の目的です。

安全証明書の発行先は「委託者」です。
委託者と建築主が異なる場合は、その「委託者」が原本を保管するべきものです。
建築主には、コピーが筋です。

例えばＡ氏から資金運用を依頼されたＢ者が、Ｃ君にお金を貸したとします。
当然Ｃ君はＢ者に借用証を書きますよね、Ａ氏にではないですよね。
つまり、Ｂ者とＣ君の間の瑕疵担保の関係書類ですよね。
そのＢ者宛ての借用証の原本をＡ氏に渡したら、どうなるのでしよう・・・
瑕疵担保の関係が変？？？

Ｐ３０（５）を音読５０回願いますと書いたのだけど・・・。(-_;)

>Ｐ３０（５）を音読５０回願いますと書いたのだけど・・・。(-_;)

安全証明書も11月28日までですから、あと一ヶ月ちょっとのことです。
全て理解している人がどれくらいだったのか･･･

>安全証明書も11月28日までですから、あと一ヶ月ちょっとのことです。

まだ、わからん、ですよ〜
省令は出たけど、具体的には、なにもない。
間に合わない様な・・・・デス。

押印したものを委託者にわたして、あとは委託者（意匠屋または建築主）が法律通りにやってくらはいな。
構造屋は原本を委託者に納品すれば済むこと。

>どなたかお知恵をお貸しください。
>
>某確認検査機関から割印と設計者印を図のように指示されましたが、確認申請副本の印をどのようにしたら作れるのかわかりません。教えてください。
>
>http://arc-structure.sakura.ne.jp/cgi-bin/src/up0225.pdf

けいことまなぶ=稽古と学ぶ

>けいことまなぶ=稽古と学ぶ

糞さんおもしろ〜い。

糞さんって　アンタ．．

>>けいことまなぶ=稽古と学ぶ
>
>糞さんおもしろ〜い。

お〜い
思わず笑ってしもうたけど・・・（↑の糞さんって　アンタ．．
も含めて・・・）

気分壊してるかもよ・・・いかんいかん

>S造物件に対する適判の質疑の内容でよく分からない所があるので、教えて下さい。
>
>座屈止め部材について
>
>●デッキ床では下フランジに、R階では上下のフランジに対して作用する座屈横力・それに伴う付加曲げに対して有効に機能（剛性・耐力）することの数値的検証・説明。
>
>●軸力・付加曲げMを受けるボルト接合部として部材のボルトを検証・説明。
>
>「鋼構造塑性設計指針(日本建築学会)」等、読んでみましたが、具体的にどのような数式を用いて検証を行えばよいか、よく分かりません。


以前、お茶お茶さんから検討例を教えていただいたやり方でいいじゃないかな。
なんて検索したらいいかわからないが。

>S造物件に対する適判の質疑の内容でよく分からない所があるので、教えて下さい。
>
>座屈止め部材について
>
>●デッキ床では下フランジに、R階では上下のフランジに対して作用する座屈横力・それに伴う付加曲げに対して有効に機能（剛性・耐力）することの数値的検証・説明。
>
>●軸力・付加曲げMを受けるボルト接合部として部材のボルトを検証・説明。
>
>「鋼構造塑性設計指針(日本建築学会)」等、読んでみましたが、具体的にどのような数式を用いて検証を行えばよいか、よく分かりません。

まず、ご指摘を受けた理由を考えてみましょう。おそらく、適合

性判定員はその座屈止め部材の脆弱さに着目したと思います。

理論上の説明は構造一級テキストP139-P140に掲載されています

が、この理論式は鋼構造限界状態設計指針・同解説より出典され

ています。あなたの参考になさっている鋼構造塑性設計指針では

P101の5.26〜5.28式までが必要な強度と剛性です。計算の例題と

してP102-P105にあります。構造一級テキストは紙面の都合上なの

か割愛されすぎていますね。

お茶お茶さんの検討内容はわかりませんが、まずあなたの計算書

に記載の準拠文献で、上記の理論式をのどちらを採用するか決め

ればよいと考えます。

実務上でお役に立つと思うものは、池田博俊先生著書で

建築構造Q&A�AS造[2]-Q106,A106です。参考にして見て下さい。


追記:上野嘉久先生の文献にもありますが、母屋は座屈拘束材とし

て兼用すべきではないと書かれています。ひとつ、気になること

があります。構造一級テキストで必要補剛剛性Kで、4の数字です

が多少の余裕を見てとあるが、別文献(オーム社佐藤邦昭著、構造

家のための鉄骨構造P155)は5となっている。どちらかが印刷ミス

なのか?

H-900×300という梁で上ﾌﾗﾝｼﾞにはｽﾀｯﾄﾞが打たれ
横補剛として□-100×100が上ﾌﾗﾝｼﾞのみに取り付き
薄いGPLが下ﾌﾗﾝｼﾞに延長されている設計図を　まれに見ます。

横補剛として機能するのでしょうか。
こんな所かな？

今月号（１０月）の建築技術　読者コーナーＱ＆Ａに数式はでて
いませんが参考になる図があるかと

大梁下端圧縮に対しては
1.方杖で処理する方法
2.ガセットプレートと高力ボルトで処理する方法
3.スタッドで処理する方法

等あるみたいですが、最終的にボルトの
計算までしてある計算は見たことありません

例題として詳しいと思われるのは
「新耐震設計法の実務上の問題点と実例」
日本事務所協会連合会1982.09.06
P.60-69　§4　補剛材の設計

曲げをボルトで負担は

「接合部設計指針」の大梁・柱の仕口部で
フランジ現場溶接、ウェブで曲げを受ける計算例が参考に
なるのでは・・・
（やったことのある人は短期の１面 OR ２面せん断で検討って
いってたけど、終局まで許容するということは、梁は座屈してるから駄目だと
えらい先生がおっしゃってました）

上記質疑は、日本建築センターの適合性判定セミナーで
講師の方がわざわざ読み上げた
って参加した人から聞きました

全国に広がっていくんでしょうか

ソフトで出来るようにしてくんないかな？Ｓチャート
ＭＣ1

そのうちエクセルで作ろうとは思っているのですが
なかなか時間が・・・

>保有耐力時で構造特性がＤになります
>どうしてでしょうか？教えてください
>ＳＳ2使用しています

保有耐力計算時に直交方向を考慮していて
かつ、直交方向にＦＤ部材がある

ちがうかな？

横補剛だけが、部材ランクのパラメーターじゃないから、かな？

>保有耐力時で構造特性がＤになります
>どうしてでしょうか？教えてください
>ＳＳ2使用しています

情報が少なすぎるのですが

梁に特定したら、梁部材の幅厚比でＦＤ部材では？・・・
まぁ他にもいろいろあるとは思うが

>保有耐力時で構造特性がＤになります
>どうしてでしょうか？教えてください
>ＳＳ2使用しています

梁、柱の部材に限れば、幅厚比が原因かと思います。

なんだか皆さん親切な感じ

>なんだか皆さん親切な感じ

ホント！！

>>なんだか皆さん親切な感じ
>
>ホント！！

ふぅ・・・。
と思わずため息が出てしまうギリギリのところなのでは。

個人的にはバグかどうかくらいある程度調べた上でサポートに聞け。
と言いたいところ。
SS2を使っていないので、サポートの対応力がわからないですが。

>>>なんだか皆さん親切な感じ
>>
>>ホント！！
>
>ふぅ・・・。
>と思わずため息が出てしまうギリギリのところなのでは。
>
>個人的にはバグかどうかくらいある程度調べた上でサポートに聞け。
>と言いたいところ。
>SS2を使っていないので、サポートの対応力がわからないですが。

サポートはつながらないでしょうね
ＦＡＸでならなんとか今日中に

新サポートシステムが導入された？

年間３６回しか聞けないらしい。３回/月
そんなに利用してないけどね

近場で聞いてもわからない
サポートに電話してもつながらない
ここならなんとかなるとふんだのか

でも最近冷たい不快な書き込み多いし
どうしよう

ってな感じ？

来年から総合メンテ料157500.-（税込み）→189000.-（税込み）

>保有耐力時で構造特性がＤになります
>どうしてでしょうか？教えてください
>ＳＳ2使用しています

最近送付されてきたQ&A集・バインダー　

SS2-P66,P67に心あたりが・・・

>最近送付されてきたQ&A集・バインダー　
>
>SS2-P66,P67に心あたりが・・・
>
くそまじめさんが言われるように・・・
スレタイトルが（許容応力度設計では横補剛は満足してますが・・）だったので、横補剛を満足するのかと思いましたが
一次設計応力オッケーだが、二次設計時横補剛NG部材を
D部材とすると入力したのかいな？？

>>保有耐力時で構造特性がＤになります
>>どうしてでしょうか？教えてください
>>ＳＳ2使用しています
>
>保有耐力計算時に直交方向を考慮していて
>かつ、直交方向にＦＤ部材がある
>
>ちがうかな？



私も直行方向考慮で手間取った経験が・・・
立体解析による場合によく有るパターンです。
X方向にD部材が無くても、Y方向にD部材があるとFDと判定される。
反対方向を考慮しない指定にすれば解決かと。

>>保有耐力時で構造特性がＤになります
>>どうしてでしょうか？教えてください
>>ＳＳ2使用しています
>

直交方向にＦＤ部材がある
部材の幅厚比でＦＤ部材
etc・・・

計算条件を変えて数回計算して下さい。
黄色本とSS2解説書も熟読して下さい。

一度理解すれば、後々の物件が楽勝です。
Ｓ造で保有耐力でギリギリなんて余程偏心していない限り
充分余裕が有るはずですが・・・

>>それぞれ１９ｍｍを入れると計８７ｍｍとなります。

φ19? D19なら節の部分があるのでは？

>また　補強筋を３−Ｄ１６と　置き換えるとだめなのでしょうか？
>鉄筋の断面積は２−Ｄ１９より　大きくなるのですが？

3-D16 SD295だと 1.986x3x295 = 1757.61
2-D19 SD345 2.865x2x345 = 1976.85

となりますよ。

>ご意見を　お聞かせください。
>壁式鉄筋コンクリート構造５階建ての建物です。
>日本建築学会規準　表９に１階の耐力壁の端部最小曲げ補強筋量は２−Ｄ１９となつています。
>壁厚１８０ｍｍに　かぶり３０ｍｍとり　たて筋、横筋、斜め筋
>それぞれ１９ｍｍを入れると計８７ｍｍとなります。
>それにひび割れ防止のメッシュ筋６ｍｍを入れたいのですが
>数値的に　入りません（９３ｍｍ片側＋９３ｍｍ＝１８６ｍｍ）
>構造で現場に携わっていられる方は　どのようにお納めいるのか
>ご指導ください。
>また　補強筋を３−Ｄ１６と　置き換えるとだめなのでしょうか？
>鉄筋の断面積は２−Ｄ１９より　大きくなるのですが？


５Ｆで壁厚１８０ｍｍではとても納まりません、私は壁厚２００ｍｍ以上にしています。

プランにもよりますが、梁配筋も４−Ｄ１９程度が必要かと思われますので壁厚１８０ｍｍは施工困難です。

壁厚１８０ｍｍは３Ｆまでと考えています。

>ご意見を　お聞かせください。
>壁式鉄筋コンクリート構造５階建ての建物です。
>日本建築学会規準　表９に１階の耐力壁の端部最小曲げ補強筋量は２−Ｄ１９となつています。
>壁厚１８０ｍｍに　かぶり３０ｍｍとり　たて筋、横筋、斜め筋
>それぞれ１９ｍｍを入れると計８７ｍｍとなります。
>それにひび割れ防止のメッシュ筋６ｍｍを入れたいのですが
>数値的に　入りません（９３ｍｍ片側＋９３ｍｍ＝１８６ｍｍ）
>構造で現場に携わっていられる方は　どのようにお納めいるのか
>ご指導ください。
>また　補強筋を３−Ｄ１６と　置き換えるとだめなのでしょうか？
>鉄筋の断面積は２−Ｄ１９より　大きくなるのですが？

斜め筋をやめればいいのでは。

キツイですが
http://arc-structure.sakura.ne.jp/cgi-bin/src/up0224.pdf

・斜め筋やめて縦横増やす
・２−Ｄ１９やめて壁柱断算して２−Ｄ１６か４−Ｄ１６に
かえる。
・上記の合わせ技でやる。


壁厚１８０でＤ１９使わなきゃいいだけ。

>キツイですが
>http://arc-structure.sakura.ne.jp/cgi-bin/src/up0224.pdf


壁式ではないですがｔ＝180mmの耐力壁縦2-D19、横2-Ｄ16、斜め3-Ｄ13で補強しましたが、原寸にてチェックお願いしますと言われ書きましたが、鉄筋を曲げない限りは収まりません。

すべて節を避けれるわけではないので、無理というのが実感です。

縦横斜めがあるということを、頭に入れて設計する必要があると勉強しました。

最近壁式やってないけど

かぶり　３０
縦筋　　１９（ＳＴ同位置）
横筋　　１９
ナナメ　１９？（１９もいるの？）を亀浦さんの方法で
縦筋　　１９
横筋　　１９
ＳＴ　　１３
かぶり　３０
の順番で
合計　　１６８＜１８０

なんだけど最近はかぶり３０+１０＝４０なので
８mm足りない？

>最近壁式やってないけど
>
>かぶり　３０
>縦筋　　１９（ＳＴ同位置）
>横筋　　１９
>ナナメ　１９？（１９もいるの？）を亀浦さんの方法で
>縦筋　　１９
>横筋　　１９
>ＳＴ　　１３
>かぶり　３０
>の順番で
>合計　　１６８＜１８０




耐震壁で節があるので最外径は
かぶり　３０--->４０X２
縦筋　　１９--->２１X２
横筋　　１９--->２１X２
ナナメ　１６--->１８X２で
合計　　２００>１８０

２００でもぎりぎり。

>耐震壁で節があるので最外径は
>かぶり　３０--->４０X２
>縦筋　　１９--->２１X２
>横筋　　１９--->２１X２
>ナナメ　１６--->１８X２で
>合計　　２００>１８０
>
>２００でもぎりぎり。
>
やっぱ、斜め筋はやめて、縦横筋のみしかだめかな？
縦、横筋が元々多く必要な場合は厳しいかも・・・
昔は平気で５階建て、W18でやってましたが、問題あった
かもしれんな〜〜ってちとオモタ

>正誤表
>かぶり　３０　５１--->４０＋６１
>ナナメ　１６--->１８X１で
>２０３でもぎりぎり。

ＫＯＨ±さま、ochaochag3さま
するどいつっこみどうも

>かぶり　３０　５１--->４０＋６１
はなんで？（常識！っていわないで！）

私の場合、D19を使う場合には、壁厚をt=220程度としています。
t=180ではD19は使いません。

>梁かぶり　３０　５１
>壁かぶり　　５１　３０

ＫＯＨ±さま

３０＋（１９＋節２）ってことっすか

納得しました、ありがとうございます

でもでもでーも

かぶり→縦筋→横筋→（あき：斜め）→縦筋→横筋→ＳＴ→かぶりの順番なら・・・
（メッシュはどこいった？）


うーんわかんなくなった　ふー=====３

１．梁主筋を２本とも壁縦筋の中にいれる納まり

２．片方の梁主筋を壁縦筋の外に出す納まり

の２つがあります。

２の方が壁厚が薄くできます。

かべ式配筋指針参照の事。ちなみに壁のかぶりは施工誤差考慮
せず、基準ギリの３ｃｍを許容しています。

>ＫＯＨー様
>
>メッシュを考慮すると
>
>正誤表
>メッシュ１２--->１２X２
>かぶり　３０　５１--->４０＋６１
>ナナメ　１６--->１８X１で
>２２７でもぎりぎり

計画変更が必要です
この前横浜エリーちゃんで
「構造にからむ変更なので申請時の７割とられました」
１００万こえてたので・・・

その後竣工前にもう１回計画変更してたので
「こんどは構造が変わらないので５割です」

設計が悪いのか・・・システムが悪いのか・・・
うちの所長はあきれてます・・・

ＫＯＨ±さま、消えちゃったね
計算違ってた？

冷静になって

D16使うとして

SD345のD16は普通に流通してる（一昨年聞いた話ですが）
2-D19が3-D16（曲げ補強筋）

梁筋が4-D16（SD345）で納まるとして

かぶり30+10→35として

かぶり　３５
縦筋　　１８
横筋　　１８
（あき）
縦筋　　１８
横筋　　１８
ＳＴ　　１３
かぶり　３５

合計　１５５＋（あき）
壁厚１８０であき＝２５
壁厚２００であき＝４５

斜め筋１３+メッシュ６ｘ２＝２５

メッシュやめて縦横筋増やしてひび割れに対処か

壁厚２００のほうがコスト縮減になるかな？
茶髪の鉄筋屋さんもそのほうが仕事しやすいかも・・・
梁筋2/2-D19でも＋６mmっすか

でスレ主さんは現場員では無く、現場初心者の構造設計屋さんなの？
いまから設計？

こんばんは。

>１．梁主筋を２本とも壁縦筋の中にいれる納まり
>
>２．片方の梁主筋を壁縦筋の外に出す納まり
>
>の２つがあります。
>
>２の方が壁厚が薄くできます。

なぜに、

スターラップがあるので、同じではないですか？

>なぜに、
>
>スターラップがあるので、同じではないですか？

最初の縦筋とＳＴは断面で見て重複した位置にあるということ
部材長方向にはＳＴと縦筋は重ならないように配筋
（んＳＴと縦補強筋は重ならないか）

で

イメージできない？

やはり設計の前に現場経験をつまないと

これらの回答を現場作業をしている方に回覧したい

>最近壁式やってないけど
>
>かぶり　３０
>縦筋　　１９（ＳＴ同位置）
>横筋　　１９
>ナナメ　１９？（１９もいるの？）を亀浦さんの方法で
>縦筋　　１９
>横筋　　１９
>ＳＴ　　１３
>かぶり　３０
>の順番で
>合計　　１６８＜１８０
>
>なんだけど最近はかぶり３０+１０＝４０なので
>８mm足りない？

タイル貼りなのでｏｋ
打ち放しは、＋１０でね。

>でスレ主さんは現場員では無く、現場初心者の構造設計屋さんなの？
>いまから設計？

ﾋﾝﾄ：ﾒﾙｱﾄﾞ・・・

>>でスレ主さんは現場員では無く、現場初心者の構造設計屋さんなの？
>>いまから設計？
>
>ﾋﾝﾄ：ﾒﾙｱﾄﾞ・・・

ども納得

私まーつお（あみんか！）
いつまでも・・・

http://jp.youtube.com/watch?v=0nvBPQhKqRo&feature=related
設計屋さんでしたか

BUSの新ver良いですね。
Ds算定時の引き抜き考慮のスイッチも付いた→でもDsの根拠は告示に無いけどどうなんだろ？

でも前回verでOKだったのに新verで流したら．．．．orz

元に戻しました。

これでいいの．．．．か？

バカボンのパパさん

>Ds算定時の引き抜き考慮のスイッチも付いた→でもDsの根拠は告示に無いけどどうなんだろ？

ＵＣＣコードですね、多分認定版（Ａ−ＢＵＳ）の
準備作業での改訂でしょう・・・

>ＢＵＳ−５の新バージョンで、「当面使用出来ません」と
>書いていますが、ＭＲ７コードでパネルゾーンの補強
>方法が将来出来る模様です（新ＲＣ基準に出るのか？？？）
>

ＭＲ７コード→鉄筋補強ですか？
ほんの、この前まで、絶対出来ないと、
構造システム、言ってませんでしたっけ？

>ＢＵＳ−５の新バージョンで、「当面使用出来ません」と
>書いていますが、ＭＲ７コードでパネルゾーンの補強
>方法が将来出来る模様です（新ＲＣ基準に出るのか？？？）
>
>ＲＣはスリット廃止と柱梁耐力比のパネル補強が可能に
>なれば本来の設計（私見）に戻れると思います・・・

私も元に戻しました。
構造システム様から再度、きちっととしたものを
今月の22日頃に再デビュウするそうです！！

>
>私も元に戻しました。
>構造システム様から再度、きちっととしたものを
>今月の22日頃に再デビュウするそうです！！

２２日来週ですか・・・今月末ＵＰ物件・・・・どうしようかな

杭頭曲げ応力を、平面的には柱芯まで伝達するので
基礎を梁と、杭を柱と考えれば
外周杭には、曲げによる付加軸力が発生するはずです。
外周の一方では引張り（又は圧縮）が、
反対側では、圧縮(又は引張り）が発生するはずですが
基礎の、杭間応力は、反曲点無しと考えて良いのかも
・・・・仕事が空いたときの、宿題ですね。
宿題だらけだけど、忘れてばかり、年取ってずるくなったのかも(^_^)

ＰＨＣのように、明らかにフーチングの方が剛強で
基礎梁もしっかりしていることを前提に以下。
個人的には、杭材の軸耐力には余裕を持たせて、
フーチング（特にせん断）をチェックする程度です。

理由）
　１．杭頭固定（変形しないと仮定）で杭頭曲げ応力算出している
　　→回転変形しないのであれば、杭曲げによる変動軸力は発生しない

　２．フーチングはせん断スパンが極短のディープビームなので、
　　　曲げ反力も圧縮ストラットとフーチング下端筋のタイで伝達されそう

　３．土木程、その変動軸力がシビアになるような、群杭は使用しない。
　　　大丈夫じゃない的な発想。

矛盾もありますが、略算法の基礎ですから。

土木（橋脚基礎）では、詳しくチェックするらしい。
基礎梁ないし。。斜めに杭打つし。

>柱頭（礎柱でも）の、HOOPの納まりについて教えていただきたいのですが、柱主筋を先端フック定着させた時に、主筋の折曲げ先からHOOP筋が始まると思うのですが、（主筋D29使用時）最小折曲げ内法直径Dは116mm（半径58mm）、かぶりを40mm、主筋最外径が33mm、これらを足すとコンクリート表面から131mm下に1本目のHOOP筋が巻かれる事になるんですが、この場合せん断耐力的には問題は無いのでしょうか？
>普通の柱頭部は問題無いかもしれませんが、礎柱の柱頭は大丈夫なんでしょうか？
>構造初心者のちょっとした疑問にお力添えお願いします。

施工できないものに不安がってもどうしようようないと思いますが。礎柱といっても、上部構造がわかりません。なぜD29のような太い鉄筋がひつようなのか？本数増やして、細径にはできないのでしょうか？

>>柱頭（礎柱でも）の、HOOPの納まりについて教えていただきたいのですが、柱主筋を先端フック定着させた時に、主筋の折曲げ先からHOOP筋が始まると思うのですが、（主筋D29使用時）最小折曲げ内法直径Dは116mm（半径58mm）、かぶりを40mm、主筋最外径が33mm、これらを足すとコンクリート表面から131mm下に1本目のHOOP筋が巻かれる事になるんですが、この場合せん断耐力的には問題は無いのでしょうか？
>>普通の柱頭部は問題無いかもしれませんが、礎柱の柱頭は大丈夫なんでしょうか？
>>構造初心者のちょっとした疑問にお力添えお願いします。
>
>施工できないものに不安がってもどうしようようないと思いますが。礎柱といっても、上部構造がわかりません。なぜD29のような太い鉄筋がひつようなのか？本数増やして、細径にはできないのでしょうか？

追記、フックは必要ないと思います。上部を３段巻き程度にすればよろしいかと思います。

>普通の柱頭部は問題無いかもしれませんが、礎柱の柱頭は大丈夫なんでしょうか？
>構造初心者のちょっとした疑問にお力添えお願いします。

大丈夫かどうかは、文献等で確認できると思いますが。
学会から出ている、配筋指針、なんかも参考になると思います。

実際には、ＨＯＯＰ位置よりも梁主筋の方が問題になると思いますが、
柱頭フック付きで
>コンクリート表面から131mm下に1本目のHOOP筋
ならば、上出来。
最上部ＨＯＯＰを２重でＯＫと。

最上部主筋の付着割裂破壊で倒壊したという話を聞いたことがないので、
本当に１８０度フックが必要なのかどうかわかりませんが、
柱梁接合部のせん断耐力（圧縮ストラットを拘束するという意味でも）からみても、
鉄筋の納まりからみても、
太径主筋の場合は、上から鉄筋カゴ（コの字筋）をかぶせる方法の方がベターなのかなと思います。
中柱は梁主筋があるから、どうでも良いんじゃないかと。。。

鉄骨の根巻き礎柱なのか立ち上げなのかわかりませんが、
４隅主筋のみフックで最上部も巻けることは巻けます。
４隅のかかりがあやしいですが。
それ（最上部のフープ）よりも、
上面（鉄骨フランジもしくはアンカーボルト支圧部）の
配筋に気を使った方が良いと思いますよ。
ＨＯＯＰまでの距離が離れていると、ひび割れ→ボッコリとコーン破壊

眠いからダラダラになった。。。頑張って。現場百�閨B

>普通の柱頭部は問題無いかもしれませんが、礎柱の柱頭は大丈夫なんでしょうか？

「鉄骨柱脚の耐震設計」秋山　宏　著　技法堂出版�梶@を紹介します。

実験によるものですが、破壊の様子が写真などで示されています。

何もって大丈夫とするかの　参考にもなるとおもいます。