>”保有時”に基礎がべた基礎の場合、浮上がりや転倒ってどう考慮されてますか？
>底盤を一体で考えると偏心が有る場合等は、耐力を逆算するなど
>見極めが難しくないですか？
>難しく考えすぎですか。


難しく考えすぎです。


>想定は小規模で鉄骨3階程度のものです。


この程度なら、浮き上がり等考慮せずとも、耐力は十分でるのでは.......

転倒は一次設計のみで考慮しますが、保有時は検討の必要がないと思います、また３Ｆ程度で転等起こすのは、間口２．５Ｍ以下でもないと起こらないでしょう。


間口３．６〜４．５Ｍ程度で浮き上がりによって耐力が決まって不足する場合のみ、べた基礎自重を面積振り分けで入力しています。

関連ですが、Ｓ造の場合限界変位はいくらにされていますか、当方1/100で固定していますが、1/50ぐらいにすれば耐力上がるのですが....（審査機関によってまちまち）私的にはＡＬＣ、サイヂィングの場合は脱落変位1/80ぐらいはいいと思うのですが、どうでしょう。

>この程度なら、浮き上がり等考慮せずとも、耐力は十分でるのでは.......

早速有難うございます。

浮上がりを無視して限界変位1/100としてのQu/Qunの耐力は十分にとれています。
ただ、この場合の保有解析時の軸力は±共にかなり大きなものに
なり、終局支持力を超えてしまいます。
そこで、これを考慮する何か良い方法は無いかなと思った次第です。

>浮上がりを無視して限界変位1/100としてのQu/Qunの耐力は十分にとれています。
>ただ、この場合の保有解析時の軸力は±共にかなり大きなものに
>なり、終局支持力を超えてしまいます。


浮上がりを無視するということが、そもそもおかしいのでは、
一次設計の長期軸力の値に達したところか、1/100の変位の不利な方で、解析を止めないと、鋼材の耐力がある限り何ぼでも増加します、そこで止めてQu/Qunが満足すれば水平時軸力はは１次の値とほとんど変わりません。
よって２次で特別な計算の必要はないと思います。

私が思うには・・・
保有耐力の計算は、一方向からのみの静的な計算ですが、
実際の地震はそうではありません。
転倒で決まる場合、これを無視しても可、というのがある位ですから。
その規模ですと、私は無視します。

いやぁ　いろいろな考えがあるもんだと感心してます。
これでは第三者機関のピアチェックは大変な予感。

私は、保有時に引き抜きは考慮しますね。
その際の抵抗力として負担面積分のべた基礎自重程度は見込みます。
短期時にベタ基礎の軸力分布が変わって偏心率やらが変わりますね。＞ベタは長期のみで設計し、短期時は無視ですが。

>いやぁ　いろいろな考えがあるもんだと感心してます。
>これでは第三者機関のピアチェックは大変な予感。

本当にそうですね１００人おれば１００の意見があると.....


>私は、保有時に引き抜きは考慮しますね。
>その際の抵抗力として負担面積分のべた基礎自重程度は見込みます。

ここは私と同じかんがえですね。

>短期時にベタ基礎の軸力分布が変わって偏心率やらが変わりますね。＞ベタは長期のみで設計し、短期時は無視ですが。


でも、短期は無視ですか、転倒モーメントより偏心割り増しを出し短期反力で計算していますが、ベース及び地中梁の配筋はほとんど短期で決まるのではないですか（正方形低層は別として）、
これで２０年２０００件ぐらいやっていますが、長期だけなら、配筋は1/2ぐらいですみます、どうでしょう。

ochaochag3さん

>これで２０年２０００件ぐらいやっていますが、長期だけなら、配筋は1/2ぐらいですみます、どうでしょう。

いやぁ、この板に又強者が現れましたね。１００件／年ですか。

転倒Mから算出ですか。全体形として考えるわけですね。
とすると、短期時の有効接地面積が小さくなりませんか？
今度、試しに検討してみます

もぐらさん


>いやぁ、この板に又強者が現れましたね。１００件／年ですか。


強者とは恐れ入ります、でも１００件／年ではなしに、木造、工作物も含めるとほぼ２００件／年ぐらいあります、住宅会社に勤めていた関係で狭小物件が多いですが、１０万/件としても年２０００万（時給５０００円ほど、一人頭２５００円）ぐらいにしかなりません、休みは正月、盆以外ほぼ働きずめですので立体応力が趣味でないと出来ません。
これは多いのですか？皆さんもこれぐらいはやっていると思っていました、計算料安いので、時給２５００円でそれぐらいの件数かなと思います。


>転倒Mから算出ですか。全体形として考えるわけですね。
>とすると、短期時の有効接地面積が小さくなりませんか？


e=1/6を超えないか近傍なら、有効接地面積は全面とれるでしょう、e=1/3近くになるような物件はベースを広げるか、当初から出来ませんでやりません。

私は年４０〜５０物件くらい。１１年で６００物件くらいです。
これでも結構多い方だと思っていましたが・・・・
売り上げでいうと１５００万くらいかな。

>ochaochag3さん
>
>e=1/6を超えないか近傍なら、有効接地面積は全面とれるでしょう、e=1/3近くになるような物件はベースを広げるか、当初から出来ませんでやりません。

ちょっと質問。
e/L<1/6ならば最大でα=2。σcが最大2倍で応力計算ですが三角形分布なので応力は2倍にはならないはず。
短期許容比が295/195=1.5を考えれば、短期で決まることの方が少ない気がします。
試してみればわかることなんですが．．．＞私

>売り上げでいうと１５００万くらいかな。

みなさん頑張っておられますなぁ、姉歯君並・・・

ただ、私のような一人事務所と所員を抱えて
いる場合は別ですね、私の場合は外注費が
凄いですから（３割超え）。

皆さん有難うございます。

浮き上がりより、皆さんの物件数に驚いてます。
SS2では普通に計算していると支点での浮上がりが考慮出来なく
なったので、版全体として考えるとなると、底版形状が凸の場合
など大変だなと思い質問致しました。

何でも一連計算で済ませようとするのは無理ですね。。
追加検討でやってみます。

もぐらさん

>e/L<1/6ならば最大でα=2。σcが最大2倍で応力計算ですが三角形分布なので応力は2倍にはならないはず。
>短期許容比が295/195=1.5を考えれば、短期で決まることの方が少ない気がします。


おっしゃるとおりです、三角形分布なので応力は2倍にはなりません、三角形の平均分布になります、e/L<1/6ならば最大でα=2ですが、
ベース検討用地反力は基礎を含めた重量をα=2してからベース自重を差し引きますので、三角形の平均分布としても長期よりかなり大きな値になり、ほとんど短期で決まります。

例として

底盤面積　50m2 底盤自重　10KN/m2 基礎含む建物自重1000KN

α=2、と仮定しますと

長期=1000/50 -10 = 10KN/m2

短期=1000/50x2 -10= 30KN/m2

ベース配筋はこの短期30KN/m2を三角分布短期荷重としてスラブ反力を計算しますので短期で決まります。

三角分布による地中梁検討用平均反力= (30＋30/2)/2 = 22.5KN/m2

になり地中梁も確実に短期で決まります。


私のやり方が最適とは思いませんが、他にいい方法があればご教授いただければさいわいです。

>天然さん

お持ちかもしれませんが
BF1のオプションでべた基礎の設計を形状なりにやりますよ。
結構便利。

終局時の接地圧までやるかどうかは定かではありませんが・・。
接地圧分布が目で確認出来るのでいいス。確か底盤の断面算定もやってくれます。長期、短期。もちろん地中梁も連動で。

momoさん

>お持ちかもしれませんが　→　持ってない・・・(･_･、)。。。
>BF1のオプションでべた基礎の設計を形状なりにやりますよ。
>結構便利。

デモ見てきました。
"オプション"で色々出来るんですね。
下で話題になった独立の地中梁無しもM考慮で可能ですか？

100棟/年あれば元は取れそうですが、中々
リースで試して見るかな。
さすがに終局時はやらないでしょうね。

連投ｽﾏｿ。

>もぐらさん

比較的大きな面積のべた基礎以外は最大反力で断面算定しますのでほぼ短期ですね。私も。勾配考慮しても地中小梁で区分けされた底盤などはほぼ等分布になってきます。

地中小梁も短期で決まる場合よくありますのでチェックチェックです。。

もちろん底盤形状、架構形状によりますが。


>天然さん

直接基礎の曲げ考慮という意味なら可能です。
広い面積の工場やショッピングセンターなど箇所数が多い場合にはかなり便利です。面積を収斂で選定するようなので多少時間がかかりますが久々にPCが計算してくれてる感を感じるのもいいです・・（笑

>ochaochag3さん
>momoさん

勉強になります。
当方、全体形での検討はしてなかったです。
短期荷重が明らかに大きい場合は、柱位置に短期荷重を配置してベタ基礎の偏心率を計算し、検討は行ってます。

http://www.vector.co.jp/soft/win95/business/se321909.html
これ、便利です。更にフリ−です

大きいとか小さいと言うのは、どの程度の規模なのでしょうかね？
ほとんど短期で決まると言い切るのもどうかと。
範囲を限定した方がいいですね。

αを考慮をする方法というのもあるのでしょうが、
ゾーニングで各支点をチェックすれば済む話です。
大規模なら大雑把に設計できないと思いますし、
小規模なら労力を惜しむ程でもないかと。

ＷＲＣ設計規準
ｌ＝σｔ＊ａｔ／(0.8fa*ψ)
で決めています。40dより長くなると思います。

>実際は一体の建物を平面形状の特殊性（コの字、ロの字等）で、ゾーニングを考えた場合、境界となる柱の軸力は、ゾーニング後のもの、それとも元々の一体建物としたもののどちらを採用すべきでしょうか？
>また、耐震壁付柱が、ゾーニング後は独立柱になったりするのは、どう評価すべきでしょうか？

どちらが安全側の評価になるかで判断すればいいのでは？
私は２次診断は基本的に長期軸力でやってますので変わりませんが。

独立柱になるなら抵抗要素としてはどこなのか？考えるのが診断者かと。

>溶接閉鎖型の柱中子フープが縦4本ある場合、順に1〜4とすれば1+2、3+4でしょうか、1+4、2+3でしょうか。
>教えてください。

こんな事でしょうか？

http://proxy.f3.ymdb.yahoofs.jp/bc/47ca42b6/bc/nakago.jpg?bcQkYTFBOQ9Xa2S4

Yahoo!ブリーフケースを使ってみました。

−−−−−−−−−−−−−−−−−−−−−−−−
【ファイル付きで質問、回答を行って頂いた方へ】
ファイルをしばらく（数ヶ月）アップしておいて
貰えたらありがたいのですが。
後でまとめる時に図面付きでまとめられるので。
−−−−−−−−−−−−−−−−−−−−−−−−

>>溶接閉鎖型の柱中子フープが縦4本ある場合、順に1〜4とすれば1+2、3+4でしょうか、1+4、2+3でしょうか。
>>教えてください。
>
>こんな事でしょうか？
>
>http://proxy.f3.ymdb.yahoofs.jp/bc/47ca42b6/bc/nakago.jpg?bcQkYTFBOQ9Xa2S4
>
>Yahoo!ブリーフケースを使ってみました。
>
上記クリックしましたがページが表示できませんのメッセージが出ます。開き方があるのでしょうか。教えてください。

だめですか。これなら見ますか？

http://briefcase.yahoo.co.jp/bc/rokubo_mameya/vwp2?.tok=bcq0nGYBKOIVa2S4&.dir=/&.dnm=nakago.jpg&.src=bc

ご丁寧にありがとうございます。質問内容はそういう事です。よろしくお願いします。

>溶接閉鎖型の柱中子フープが縦4本ある場合、順に1〜4とすれば1+2、3+4でしょうか、1+4、2+3でしょうか。
>教えてください。

どちらも間違いでは無いと思いますが、私なら
1+2、3+4にします。（そこまで図面に描いてませんが。）

1+4、2+3ではフープが３段配筋になってしまうので
収まりが悪そう。

>どちらも間違いでは無いと思いますが、私なら
>1+2、3+4にします。（そこまで図面に描いてませんが。）
>
>1+4、2+3ではフープが３段配筋になってしまうので
>収まりが悪そう。
２方向同じようになったら、大変ですから、
私も 1+2,3+4 に一票

>>どちらも間違いでは無いと思いますが、私なら

１＋３，２＋４は無いのでしょうか。
材料が少し増えますが・・・。

ところで、中子筋は１３５度フックじゃ駄目なんですか。
中子筋1本の場合？？？

>ところで、中子筋は１３５度フックじゃ駄目なんですか。
>中子筋1本の場合？？？

確か、よかったと思いますよ。
え〜と、「評定・評価をふまえた高層建築物の構造設計実務
（日本建築センター）」に載ってたような気が・・・。
この本、私は持っていない。友人の事務所で見せてもらった
記憶が・・・。本の名前も記憶が確かでない・・・。
それにしてもフープの組み合わせはともかくとして、フープ
６本ですか・・・。　高強度せん断補強筋ではダメ？

「評定・評価を踏まえた高層建築物の構造設計実務」ですね。
135°フックも可と載ってました。

今回の例なら、必殺一筆書きも可能と思われますが、すごいことになりそうです。

確かに、今回の例なら高強度鉄筋使用かFcアップした方が安いかもですねぇ。
もしかして既に高強度？？

ＦＧが無ければ、自動的にﾋﾟﾝになります。
設定がオカシイですよ。
柱脚の固定を指定してやらないと・・・・・・・・・

>ＦＧが無ければ、自動的にﾋﾟﾝになります。
>設定がオカシイですよ。
>柱脚の固定を指定してやらないと・・・・・・・・・

まぎらわしいので、柱脚の固定では無く、支点の固定度。。。
下のレスで気になったのですが、長期で基礎に曲げは負担
させていないのですか？それとも、タイロッドは計算外で・・。

>確認審査の段階で、これまた、当然のごとくピンはありえないため、柱脚の計算を露出柱脚のフローに従い検討するようにと指導されました。BUILD一貫ユーザーの方で、このような場合はどのように対処されているのか、お教え願えれば助かります。

構造規定（９７）Ｐ３０２以降を参照してみてください。
柱脚の形式により反曲点が０．３〜０．５５と書かれています。
ﾁｮﾝﾁｮﾝと入力ﾃﾞｰﾀを固定に書き直して比較してみたら如何でしょうか。

>BUILD一貫�Vを用いて、柱脚に基礎梁を設けずに設計を行いま
>した。柱脚のバネ定数は自動計算するものの、応力計算の結果
>は当然、柱脚はピンに近いものとなります。

ピンに近いものというよりピンになると思います。

支点を固定にするべきですが、ここで気をつけなければ・・・。
�@支点を固定にして柱脚バネのモデルと、�A基礎梁付きで
柱脚バネのモデルを比較すると�@のモデルの方が脚部の固定度が
あがります。つまり、基礎梁のない方が反曲点が高くなるという
矛盾が生じます。
現実に近くモデル化するなら、基礎底面の地盤の回転バネと
柱脚の回転バネを直列につないだバネ常数を柱脚の回転バネと
して、直接入力するってとこですか・・・。
わたしのわかる範囲では、これくらいしか言えません。

今日は、これで仕事終えます。また、月曜日にのぞきます。

基礎と柱脚は支点固定で決めておく。上部構造は、支点固定度が緩くなっても持つようにしておく。

http://pub.idisk-just.com/fview/p5wd5R-URQp2Ql6V8QIGtLiNG5ndJ8EhC_RNUZV86AbwImy806HmYfJ1IKGmGD5o/RnV1dA.jpg
この様に基礎の回転バネを入力すれば良いと思います。
当然柱脚には、仕様に応じた回転バネを配置します。

深く考える事は無いのでは？
支点は剛。柱脚部にバネを入力すれば良い。

下の開き止めも柱脚に生じているスラスト力を鉄筋で補えば良いと思います。

at=N/ft

>支点は剛。柱脚部にバネを入力すれば良い。
これで、柱脚モーメントを基礎で処理できれば良いですけど
かなり大きな基礎になると思います。

基礎梁を設けると、固定度が下がり柱脚曲げが少なくなるのは不合理です。
基礎の回転剛性を考慮しない限りスッキリした解は得られません。
基礎の回転剛性を考慮するときは、整合性を保つため
基礎梁が有るところも無いところも、基礎の回転剛性を入れます。
一般的には、かなりピンに近い応力が得られます。

>基礎梁を設けると、固定度が下がり柱脚曲げが少なくなるのは不合理です。
>基礎の回転剛性を考慮しない限りスッキリした解は得られません。
>基礎の回転剛性を考慮するときは、整合性を保つため
>基礎梁が有るところも無いところも、基礎の回転剛性を入れます。
>一般的には、かなりピンに近い応力が得られます。

基礎梁を設けると固定度が下がるのは、十分な剛性の無い基礎梁にしている可能性があります。
基礎梁は剛性が高い方が良いと思います。

基礎の回転剛性評価は簡単ではありません。地盤性能評価や設計者の判断により大きく変わります。
地盤は”十分に剛”仮定で構わないと思います。

地盤調査を綿密に行い、デ−タを取得した場合は回転剛性の考慮も1つの方法ですが。

　通常ラーメンの解析は、部材接合部（剛域）は曲げ変形しない、つまり、部材と部材との角度が９０度で交わる接合部は変形後も９０度を維持していると仮定します。これは柱脚が固定であるといいます。しかし、鉄骨柱脚のようなものは、９０度を保つと仮定すると、柱や基礎梁の曲げ剛性に対する柱脚の剛性が低いため、例えば、１kＮ・ｍの曲げに対して１radの接合部の変形を考慮して解析を行います。これは弾性固定柱脚で、その回転剛性がバネ定数です。弾性固定柱脚の場合でも、柱脚と基礎梁の曲げモーメントは釣り合います。
　しかし、基礎梁が無い場合は、柱脚が固定でも弾性剛性で基礎梁へ曲げ応力を伝達できないため、柱脚がピンという条件になります。
　

>一般的には、かなりピンに近い応力が得られます。

私の場合、直接基礎の場合はＲＣ規準の地盤バネ、杭基礎の場合は道路橋示方書などの杭バネから、基礎の回転剛性を求めてモデル化するのですが、なかなかピンに近い応力は得られません。
柱脚のアンカーボルトも、これと似たような物でなかなか理想的なピンができません。

応力解析→基礎が回転に対してＮＧ→基礎を大きくする→回転剛性が上がる→応力解析→基礎が回転に対してＮＧ→．．．

で、結局あるところで落ち着くのですが、もぐらさんの言われるように最初から基礎固定でやって、回転が処理できる基礎を設計する→これで回転剛性を入力→応力解析の方が効率的かなと思ったりします。

私のやり方がへたなのかな？

>toyochanさん

>で、結局あるところで落ち着くのですが、もぐらさんの言われるように最初から基礎固定でやって、回転が処理できる基礎を設計する→これで回転剛性を入力→応力解析の方が効率的かなと思ったりします。

誤解があるようです
柱脚はバネ評価、支点は十分に剛。

支点と柱脚はベツモノです

http://up.spawn.jp/file/up49182.gif

>確認検査員Aさん

>　しかし、基礎梁が無い場合は、柱脚が固定でも弾性剛性で基礎梁へ曲げ応力を伝達できないため、柱脚がピンという条件になります。
>

ん、？これは基礎にモーメント持たせて設計したい場合どうなるんですか？と素朴な疑問。　

わたしももぐらさんと同じやりかた。地盤の固さを適切に評価すんのは難しいので、思い切ってモデル化し、そのモデル化が適切でない事を考慮し、固いバネ、緩いバネ両方で計算ながす。一般規模の鉄骨造なら作業に５分かからない。

http://up.spawn.jp/file/up49183.gif

支点は剛。柱脚にバネ（この例はベ−スパック）
基礎梁は無し。

画像掲示板はスバラシイ！

　ｍｏｍｏさま

>>　しかし、基礎梁が無い場合は、柱脚が固定でも弾性剛性で基礎梁へ曲げ応力を伝達できないため、柱脚がピンという条件になります。
>>
>
>ん、？これは基礎にモーメント持たせて設計したい場合どうなるんですか？と素朴な疑問。　

　すいません。独立基礎にモーメントを負担させることは可能だと思います。しかし、応力伝達が可能かの検討をすればよいというものではなく、曲げ応力に対する基礎の回転による影響も考慮する必要があると思います。弾性力学では力が釣り合った状態では必ず力に比例した変形を伴います。その変形は、他に影響が無い範囲であれば無視するという手法を採ることができます。しかし、鉄骨柱脚の剛性を考慮するときに、独立基礎底部の地盤の変形を無視することが可能とは言いがたいように思いますし、地盤の変形を精度良く設定できるのでしょうか。私も今まで数千件の確認申請を審査してきましたが、そこまで詳細に検討されている物件はありません。
　

私の場合ですが、某官庁の物件では、

一次設計は基礎固定+柱脚回転剛性
二次設計は基礎回転剛性+柱脚回転剛性
概算として、一次設計時、基礎固定+柱脚ピンにて
仮定断面決定としています。

下のスレの場合は、偏心基礎としてタイロッドはいれませんが
タイロッド入れるとしたら適切な断面を両端ピンで入れて
評価します。柱脚が水平方向完全ピンとはならないので
やはり断面に応じた変位が生じます。
この場合は、鉛直荷重時と水平荷重時で境界条件が変わりますが。

もぐらさん、すみません

>>もぐらさんの言われるように最初から基礎固定でやって、

もぐらさんの設計はここまでということですか。

>>回転が処理できる基礎を設計する

これは？

>>→これで回転剛性を入力→応力解析の方が効率的かなと思ったりします。

これは私が勝手に付け加えた物でしたが。

>柱脚はバネ評価、支点は十分に剛。

私は、柱脚も支点(基礎)も回転バネ評価（直列接合）設計なのですが、支点は剛（固定）でも基礎については安全側になるし、そんなに応力も変わらないかなと思って書いた物でしたが．．．

ただ剛とした支点モーメント（メカニズム時を含め）は、どのように処理されていますか？
土間コンなどに水平力をすべて負担させて基礎回転は生じないという考え方でしょうか？
私は基礎底まで引き延ばしたモーメントで基礎回転チェックをしているのですが．．．。これが私の基礎が大きくなる原因？

>BUILD一貫ユーザーの方で、このような場合はどのように対処されているのか、お教え願えれば助かります。

僕はこの様に入力しています。

http://up.spawn.jp/file/up49188.bmp

>toyochanさん

>私は基礎底まで引き延ばしたモーメントで基礎回転チェックをしているのですが．．．。これが私の基礎が大きくなる原因？
私も同じです。説明不足ですみません。

基礎の回転はおこらない物として（支点剛）解析。
ただし、基礎に生じる曲げは基礎底まで考慮し、地耐力以下とします。
Md=M+QxDf
鉄骨柱脚はバネを考慮します。

地盤考慮の基礎バネは考慮しません。地盤の性状まで正確に把握できると思わないし、それだけの調査もしませんので（せいぜいボ−リング試験のN値程度です）

>しかし、鉄骨柱脚の剛性を考慮するときに、独立基礎底部の地盤の変形を無視することが可能とは言いがたいように思いますし、地盤の変形を精度良く設定できるのでしょうか。私も今まで数千件の確認申請を審査してきましたが、そこまで詳細に検討されている物件はありません。

昔はここまで細かくは問われませんでしたので・・・。
元々曖昧さを多く含む地盤情報に仮定に仮定を重ねて精査したところで精度が無いとおもいますし。

確認検査員AさんとしてはFG無しでは柱脚側はピンと見なして上部の安全性を検証されていると考えてよろしいでしょうか？

まあこの辺は設計者判断で・・柱脚に持たせすぎているなと感じれば柱頭の応力なんて応力図見れば分かることですし、その分の余裕を柱頭側で担保出来ていればいいと思います。

双方のケースを再検証させるなんて指導は無いですよね＾＾；

>とかげのしっぽさん

>僕はこの様に入力しています。
>
>http://up.spawn.jp/file/up49188.bmp

教えてください
基礎の回転バネ評価はどのようにしていますか？

ｍｏｍｏさま

>昔はここまで細かくは問われませんでしたので・・・。
>元々曖昧さを多く含む地盤情報に仮定に仮定を重ねて精査したところで精度が無いとおもいますし。
>
>確認検査員AさんとしてはFG無しでは柱脚側はピンと見なして上部の安全性を検証されていると考えてよろしいでしょうか？
>
>まあこの辺は設計者判断で・・柱脚に持たせすぎているなと感じれば柱頭の応力なんて応力図見れば分かることですし、その分の余裕を柱頭側で担保出来ていればいいと思います。
>
>双方のケースを再検証させるなんて指導は無いですよね＾＾；


　わたしも不勉強で地盤の変形量など分かりませんが、そこまで細かい指摘をしたことありませし、双方のケースが必ず必要とも思っていません。ただ、柱脚のアンカーボルトやベースプレートの変形を考慮して設計しているにもかかわらず、独立基礎底部地盤の変形を無視するのもナンセンスな気がしたもので。
　実務上は、安全率に余裕をもって設計すればよいでしょうが、基礎梁をいれるのが一番明快かつ安全でよいと思います。こんなご時世です。ご自分が責任を持てる設計がよろしいのでは。

もぐらさん

>基礎の回転はおこらない物として（支点剛）解析。
>ただし、基礎に生じる曲げは基礎底まで考慮し、地耐力以下とします。
>Md=M+QxDf
>鉄骨柱脚はバネを考慮します。

了解です。想像通りでした

>地盤考慮の基礎バネは考慮しません。地盤の性状まで正確に把握できると思わないし、それだけの調査もしませんので（せいぜいボ−リング試験のN値程度です）

私もＮ値から地盤のヤング係数を求めるＲＣ規準付１２．によっているので、たいしたモデルではありません。多少でも基礎を小さくできるかなと言うけちな了見です。

お世話になります。

>基礎の回転バネ評価はどのようにしていますか？

杭基礎の場合は「建築構造設計基準及び同解説（平成９年度版９」より杭の鉛直バネを求め杭間隔より回転バネを求めています。
直接基礎の場合はＲＣ規準（1999年度版）付12より回転バネを算定していまます。

地盤にからむことを正確に評価することは困難ですから、一応自分なりには余裕を持った設計を心掛けるようにはしていますが。

>　実務上は、安全率に余裕をもって設計すればよいでしょうが、基礎梁をいれるのが一番明快かつ安全でよいと思います。

なかなか実務上そうはいかないケースも多々あるのが現状で・・＾＾；
曖昧さを多く含むモデル化をすること→無責任設計者と思われたら大変。精値を出す事が目的ではありませんから。

確認検査員Aさん教えてください

工場で３０ｍ以上の地中梁を配置するのは、現実的にはしないと
思いますので。

＞双方のケースが必ず必要とも思っていません。

地中梁無し。独立基礎の場合
�@ 支点　固定　柱脚　バネ入力
�A 支点　ピン　柱脚　バネ入力（ピン）

２ケースは必要ないという事ですので、上記２ケースの場合具体的に各々どういう
指摘をしますか。それともどちらでも良いという事でしょうか。

mugaさま

>確認検査員Aさん教えてください
>
>工場で３０ｍ以上の地中梁を配置するのは、現実的にはしないと
>思いますので。
>
>＞双方のケースが必ず必要とも思っていません。
>
>地中梁無し。独立基礎の場合
>�@ 支点　固定　柱脚　バネ入力
>�A 支点　ピン　柱脚　バネ入力（ピン）
>
>２ケースは必要ないという事ですので、上記２ケースの場合具体的に各々どういう
>指摘をしますか。それともどちらでも良いという事でしょうか。

　�Aのケースは柱脚はピンということですよね。バネ剛性に無関係に柱脚モーメントは無しになりますが。
　スパン３０ｍだったかどうかはあまり覚えが無いですが、スパンによらず基礎梁を配置する場合が多いように思います。少数派の基礎梁を配置しない例として、杭と柱を一体化し、計算も一体化していたものがありました。（○池組だったかな？）

　さて、私は実情を勘案して十分に安全な設計ができるモデル化になっており、力の釣り合っており、変形に応じた応力分配になっていれば、１ケースの検討で十分だと思います。基礎の回転バネをある程度評価できることが条件ですが、基礎の回転バネが柱脚のバネに比べて無視できるくらい剛性が高いのであれば�@、基礎の回転バネがほとんど曲げに抵抗しないのであれば�A、それらの中間であれば、基礎の回転バネを考慮して解析する。以上の３通りのいずれかであれば１ケースの検討でよいのではないでしょうか。
　一方、基礎の回転バネがよく分からない場合や、詳細に解析しない場合は、上屋の検討は支点ピン（柱脚バネ）で、基礎の検討は支点固定（柱脚バネ）といった単純な２ケースを検討することも可能であると思います。
　構造計算は１ケースの詳細なモデルを解析する方法と、２ケースのおおまかなモデルを解析し実際の応答はその中間のいずれかの状況であることを示す方法との２通りがあります。基礎の回転にとどまらず、剛床仮定が成立する場合としない場合の２ケースを解析し、その中間の床剛性の場合はすべて安全であることもあろうかと思います。
　正しい仮定をもとに真実を立証する演繹法的手法と、いくつかの実例をもとに真実を立証する帰納法的手法とでもいうのでしょうか。要は、安全に対する設計方針が一貫していればよいのではないでしょうか。

追加
　小規模で構造解析にコストをかけられない場合もあるでしょう。比較的安全率に余裕があり感覚的に安全であろうと判断できれば、おおまかなモデル１ケースの検討でも私は指摘を行っていません。

直接基礎回転剛性計算モデルは、こんな物でしょう
http://pub.idisk-just.com/fview/p5wd5R-URQp2Ql6V8QIGtLiNG5ndJ8EhC_RNUZV86AbwImy806HmYfJ1IKGmGD5o/ZnV1dA.jpg

σ=長期許容応力度(真の)時、δcm沈下するとすれば
σより Pが求まり この時の曲げ抵抗が(M)
δより、θが求まりこの時の変形が得られます。
基礎の回転バネ常数 Kf = M/θなので

σ-δをどう考えるか
載荷試験の時、総沈下量 20mmの荷重の 1/2 を長期許容にしてるので

長期許容地耐力時は、変形2cm以下である
この時の変形は、荷重をかけて変形が時間と共に増加するのが止まった値
なので、地震のような瞬間の変形は、それの数分の１以下の筈である。
Ｎ値から求めた地耐力は、真の値を小さめに評価する
常用地耐力も同じような物
真の長期許容地耐力は、今設計で使ってる値の２倍くらいかも知れない

以上より
設計で使用する長期許容地耐力時の瞬間変形は、20mmの1/5〜1/20程度であろう。
平均的に、長期許容地耐力時の瞬間変形は、20mmの1/10程度で当たらずとも
遠からずではないか
と言うことから、基礎の回転バネ常数を求めては如何でしょう。

地盤の瞬間圧縮剛性って、データ無いですものね。

確認検査員Aさん
＞スパン３０ｍだったかどうかはあまり覚えが無いですが、スパンによらず基礎梁を配置する場合が多いように思います。少数派の基礎梁を配置しない例・・・
＞おおまかなモデル１ケースの検討でも私は指摘を行っていません。

こういう長スパン工場の場合、地中梁を配置するほうが少数派です。
基礎下端をピンでもかまわないと考えられているのも、検査官・設計者を
問わず、おそらく現実的には少数派だと思います。
支点固定を否定されている訳でもなさそうですので、非常に柔軟な思考の
方と関心しております。

>こういう長スパン工場の場合、地中梁を配置するほうが少数派です。
>基礎下端をピンでもかまわないと考えられているのも、検査官・設計者を
>問わず、おそらく現実的には少数派だと思います。

同意見です。

私はハンドルのように鉄骨屋なので下部の設計はしませんが、
おそらく百棟ほどの大スパンの工場などの設計に携わってきて
30ｍ超で基礎梁が入った設計を見たことがありません。
現実にはそのような場合もあるかもしれませんが。
（1Fが土間ではなくスラブの場合とか？）

昔々の参考書では、大スパンを繋ぐ基礎梁は目安としてスパンの1/10の
梁せいを確保せよ、というのがあったと思います。
相対的な梁剛性を考えれば、納得のいく概算かと思いますし、
その方針で設計されている方も多いと思います。
スパン30ｍの場合、梁せいは3ｍにもなり、この時点で基礎梁は
却下です。
今は、詳細な計算が可能ですから、梁せいの制限（？）にとらわれることなく
それなりの解析結果でそれなりの設計をすれば良いかと思いますが
やはり、スパンの1/10を超えるような基礎梁は心もとない気がします。
まあ、それはそういう感覚が染み付いているだけかもしれないですが。

大スパンでも基礎梁を入れるのが一般的だというような意見を聞いて
少々驚きました。

鉄骨屋サン

>30ｍ超で基礎梁が入った設計を見たことがありません。
>現実にはそのような場合もあるかもしれませんが。
>（1Fが土間ではなくスラブの場合とか？）

御意、スパンが１５ｍも超えれば地中梁は一般には入れま
せんね、構造スラブとして途中に杭を打設する場合は別ですが、

昔こういう事故が有ると聞いたです、大スパンで地中梁を
設けたら、床の載荷で地中梁が微妙に撓んだ、で固定
柱脚から上部フレームに応力伝達されてフレームが曲がった、
だから安易に地中梁は設けない。。。

目下３０ｍｘ２スパンの設計中ですが、勿論地中梁は無し
しかも柱脚固定です、地盤反力で曲げ処理します。

>大スパンでも基礎梁を入れるのが一般的だというような意見を聞いて
>少々驚きました。

私の場合、大スパンの時は地中梁を入れません。
概ね基礎の大きさを２倍にしたよりも地中梁を入れた方が工事費が高くなります。
看板や照明灯の独立柱も柱脚固定の独立基礎ですから。

サリーさん

>看板や照明灯の独立柱も柱脚固定の独立基礎ですから。

土木工作物は殆ど地中梁は無いです、道路橋、歩道橋、
などなど・・・

とかげのしっぽさん

>僕はこの様に入力しています。

わたしも、同様にモデル化しています。

ところで、基礎（地盤）の回転バネの評価は悩むところですね。
皆さんのレスを見てると、直接基礎の場合、圧倒的にＲＣ計規の
式を採用している方が多いですね。
参考までに、新建築学体系３５に直接基礎の回転バネについて
記載があります。
バーランドの経験式や、基礎形状（プロポーション）を考慮した
式など、いくつかの式があります。
ケーススタディーすると回転バネの値が結構違います。
わたしは、なん種類か計算して小さめの回転バネ値を採用し、
基礎の設計は余裕をもって設計するようにしています。

こんにちは。

>わたしも、同様にモデル化しています。
それはそれは。なんだか親近感を覚えますね。

>ところで、基礎（地盤）の回転バネの評価は悩むところですね。
>皆さんのレスを見てると、直接基礎の場合、圧倒的にＲＣ計規の
>式を採用している方が多いですね。
>参考までに、新建築学体系３５に直接基礎の回転バネについて
>記載があります。
>バーランドの経験式や、基礎形状（プロポーション）を考慮した
>式など、いくつかの式があります。
>ケーススタディーすると回転バネの値が結構違います。
>わたしは、なん種類か計算して小さめの回転バネ値を採用し、
>基礎の設計は余裕をもって設計するようにしています。

「新建築学体系３５」というと荷重・外力ですよね。ここにのっているんですか？
「４３」ならあるんですが、「３５」は持っていません。
今度本屋さんで探して見ます。

情報をありがとうございました。

本体設計とは別に、柱脚設計用の応力を作る。
柱脚設計用は、柱脚固定+バネを考慮する。

>工場で梁間方向が30ｍほどあるため、基礎梁は設けず、柱脚の開き止めのため土間と土間コンをふかしてタイロッドを設けました。

タイロッドの目的ははっきりしているわけですから
その構造計画に従って設計を行えばよいと思います。

私の場合、最近はそのようなタイロッドはあまりお目にかかりません。30mもあるとモデル上で剛性評価したいところですね。

>>工場で梁間方向が30ｍほどあるため、基礎梁は設けず、柱脚の開き止めのため土間と土間コンをふかしてタイロッドを設けました。


張間の架構形状なんですが、アーチ形状なのでしょうか？モン型なら柱脚というよりも柱頭で留める方が合理的なような気がしますが・・・。

>張間の架構形状なんですが、アーチ形状なのでしょうか？モン型なら柱脚というよりも柱頭で留める方が合理的なような気がしますが・・・。

アーチや山型の場合に邪魔でなければタイバーを柱頭に入れますが
門型（フラット？）であれば曲げが支配的だし、タイバーを
入れる場所もメリットも無いのでは？

意味が違うのでしょうか？

工場だからクレーン等があってタイバーを入れられないことが
多いですね。

>鉄骨屋さん

>門型（フラット？）であれば曲げが支配的だし、タイバーを
>入れる場所もメリットも無いのでは？
>
>意味が違うのでしょうか？
>
>工場だからクレーン等があってタイバーを入れられないことが
>多いですね。

なるほど。私あまりこういった物件の経験がないので勉強になります。

スラストというとある程度ライズがあるものと思いこんでいました。水平なら確かに曲げが支配的でタイバーを入れる意味もスペースも有りません。
そこで土間レベルでバランスするわけですね。よく分かりました。

>セットバック柱に取る付く大梁の納まりで、下フランジが
>柱から飛び出る場合、図のような納まりとすることは
>ありますか？
>まずい点があるとするとどんなことでしょうか？

あります、実際には柱に捻れが生じるので、私の場合
柱の応力度にはゆとりを持たしています。

図示入り質疑には便利ですね＞アップローダ

>セットバック柱に取る付く大梁の納まりで、下フランジが柱から飛び出る場合、図のような納まりとすることはありますか？
>まずい点があるとするとどんなことでしょうか？


通常はこうしています、多分最上階と思いますので、大きな応力がかからないのでこれで十分と思います、まずい点等特に無く綺麗な治まりです、画像等いい試みですね、わかりやすいので次回質問から利用させていただきます。

初見おねーちゃん(彼女自慢かな.....）の写真だったので当初ギック！としました、新手のサイト誘導かと.......

>セットバック柱に取る付く大梁の納まりで、下フランジが柱から飛び出る場合、図のような納まりとすることはありますか？
>まずい点があるとするとどんなことでしょうか？
>
>http://up.spawn.jp/file/up48305.bmp
>
>早速画像張り付け質問をして見ました。


図のままなら問題ないと思います。

取り付く梁のウェブが、パネルゾーンの柱の中で収まっているから大丈夫です・・・
それよりも気をつけるのは、通しダイヤフラムと、柱端部が鋭角に取り付く時の「突合せ溶接」の「開先角度」ですね。

皆さん、ありがとうございます。

実は、新宿にあるﾋﾞｭｰ○という某民間検査機関で、このような取り付け方は普通しない。
柱から飛び出たフランジ部分を除いた断面で断面検定して持てばよいと言われました。

>実は、新宿にあるﾋﾞｭｰ○という某民間検査機関で、
>このような取り付け方は普通しない。

そう言う時は「じゃぁどういうＤＥＴＡＩＬが有るの
でしょうか？　教えて下さい」と言いますね・・・

その前に「ワタシャ４０年研究してますが・・・」を添付！
大概黙り込みます。。。、フランス屋の審査機関ですか。

>>実は、新宿にあるﾋﾞｭｰ○という某民間検査機関で、
>>このような取り付け方は普通しない。
>
>そう言う時は「じゃぁどういうＤＥＴＡＩＬが有るの
>でしょうか？　教えて下さい」と言いますね・・・

ＢＨとし、ウェブを傾けてフランジを柱内に納めるようにするのが普通だそうです。
梁のねじれはねじれ止めを入れて抑える。

>セットバック柱に取る付く大梁の納まりで、下フランジが柱から飛び出る場合、図のような納まりとすることはありますか？
>まずい点があるとするとどんなことでしょうか？

私の場合は、柱巾内に大梁が納まるようにウエブを斜めにしたビルトＨにしています。先日そのよになる物件に初めて出くわしました。

日本建築士事務所協会連合会「知っておきたい建築構造の工事監理鉄骨造編」p166にも同様な事例があります。

そこでは、
不具合のコメント：斜線制限などで柱が傾斜し、桁方向大梁が柱からはみ出る。
問題点：柱・直交大梁に捩れ応力が発生
改善例Ａ：桁大梁材をＢＨ形鋼とする。
改善例Ｂ：桁大梁せいを小さくするか柱断面を大きくして柱内に大梁が納まるようにする。
とあり図が載っています。

また、参考文献として、
SCSS(�U)鋼材倶楽部1988
実例でわかる工作しやすい鉄骨設計　日本鋼構造協会 1991
Ｑ＆Ａ読書コーナー傾斜柱と梁　建築技術 '91.12
とありました。

>>>実は、新宿にあるﾋﾞｭｰ○という某民間検査機関で、
>>>このような取り付け方は普通しない。
>>
>>そう言う時は「じゃぁどういうＤＥＴＡＩＬが有るの
>>でしょうか？　教えて下さい」と言いますね・・・
>
>ＢＨとし、ウェブを傾けてフランジを柱内に納めるようにするのが普通だそうです。
>梁のねじれはねじれ止めを入れて抑える。


BHとした梁（Z断面と自分は呼んでいます）も、かつては、やった事がありますが。

既製ロールHに比べ、BHは加工コストアップ。
ウェブとフランジは隅肉溶接とするが、鋭角側が角度によっては溶接し難い。
捩れの問題も・・スチフナーを入れるのもコストアップ。
ジョイントのフランジ内側添え板、HTBのおさまりが、フランジ幅があまりない時、問題が起きる可能性も。

以上の問題から、下端フランジがどの程度柱からはみ出るかにもよりますが、通常はロールH使用しています。

>改善例Ｂ：桁大梁せいを小さくするか柱断面を大きくして柱内に大梁が納まるようにする。

捩れの処理方法が判らないので、こっちの方法を取っています。
もっとも、どう納めても柱に捩れが生じますが・・・。

>ＢＨとし、ウェブを傾けてフランジを柱内に納めるようにするのが普通だそうです。
>梁のねじれはねじれ止めを入れて抑える。

まぁ普通か普通でないかは、その人の考えですから．．
私も昔はBHにしていました（大きな物件しか扱っていない事務所でしたから）
独立してからはコストの問題で図のような納まりですね。
ただし、柱からはみ出すのが気になるので、梁せいを小さくしたり、仕口部分のみ鉛直にしたり（意匠とのカラミ大）．．

もぐらサン

>ただし、柱からはみ出すのが気になるので、梁せいを小さく
>したり、仕口部分のみ鉛直にしたり（意匠とのカラミ大）．．

「仕口柱部分を鉛直に」は私もやりますね、意匠屋には
説得しますが柱が部屋内に大きく出っ張ります。

他に勾配屋根の勾配梁と桁行き梁の取り合いも厄介、私は
段差を付けて納めていますが。

>それよりも気をつけるのは、通しダイヤフラムと、柱端部が鋭角に取り付く時の「突合せ溶接」の「開先角度」ですね。

開先の詳細図を書いてみると確かに柱の傾きによっては大変な事になりますね。

昔役所でその部分の１/１０の詳細を書かされた事があります。
その時に担当曰く、柱はH鋼にして直交の大梁はピンにしたら。
と言われました。
なるほどね。。と思いましたが当時は小規模なもので保有なんか
やってないので偏芯率OUTを避けるためにそのまま納めました。
面によって開先角度が違うけどうまく溶接出来たかな？？？

>もっとも、どう納めても柱に捩れが生じますが・・・。

これは鉄骨造に限ったことではないのですが、柱の捻れによる付加応力だけでなく剛性が低下するという問題もあります。
余裕を持たせて．．．で説明がつけばいいのですが、計算による確認を求められた時ちょっと悩みます。

私の場合は、できる限り柱脚に近いところで倒してもらうとか、敢えてフレーム（剛接）として扱わないとか考えるのですが、難しいですね．．．

>他に勾配屋根の勾配梁と桁行き梁の取り合いも厄介、私は
>段差を付けて納めていますが。

私の場合＝＞勾配部分
http://up.spawn.jp/file/up48396.png

>私の場合＝＞勾配部分
>http://up.spawn.jp/file/up48396.png

勾配屋根ではこのような納まりにしてます。
折れ曲がり柱の場合、梁下にドアが付かなくなる。(^^ゞ

そもそも、設計者が問題なしとしてリリースした
設計図を「普通はしない」という理由で
変更を強要するのは少々納得がいかないですね。

本題の場合、上フランジの右端を、ダイアフラム外端まで移動すれば
現状よりは気持ち良い位置に納まりそうです。
梁が外に移動しますが特に問題はないでしょう。
その上で、断面欠損分を考慮した設計にするとか。
現状は下フランジだけで50mm出しているから見た目の印象が悪いと思います。

ところで、こういった柱折れなどで柱斜め切りの納まりの場合、
柱開先形状について、ご指摘があったほかに
ウラアテの施工もいい加減になりがちです。
特にコーナー部分が難しいのでしっかりとした
監理が必要かと思います。

>特にコーナー部分が難しいのでしっかりとした

スレ図では、ウエブ下側が柱Ｒ部に当たっていないように見えますが・・・Ｒの大きいＢＣＲなら当たっていそう・・・。(^^ゞ

鉄骨屋サン

>そもそも、設計者が問題なしとしてリリースした
>設計図を「普通はしない」という理由で
>変更を強要するのは少々納得がいかないですね。

御意、安易な納まりでは問題ありかもですが、力の
伝達を考慮された納まりは問題無いです、設計者は
自信を持って納得出来るまで説得しましょう。。。

http://pub.idisk-just.com/fview/p5wd5R-URQp2Ql6V8QIGtLiNG5ndJ8EhC_RNUZV86AbwImy806HmYfJ1IKGmGD5o/SkM.jpg

応力伝達は、確実かと思いますが
□柱を縦に切った時点で、開いて寸法が採れなくなる様にも思います
ならば、この斜めの部分をＢＨじゃなく、プレートでＢ□にしちゃうとか

<Lionさん>
>>他に勾配屋根の勾配梁と桁行き梁の取り合いも厄介、私は
>>段差を付けて納めていますが。

この辺は、いつも悩みますよね
私の場合こんな感じです
http://pub.idisk-just.com/fview/p5wd5R-URQp2Ql6V8QIGtLiNG5ndJ8EhC_RNUZV86AbwImy806HmYfJ1IKGmGD5o/6Kmz57Sw.jpg

撓み屋さんへ

この場合は柱頭は母屋が干渉しそうにないから、
ダイアはフラットでもいけないでしょうか？
できるだけ柱の斜め切りは避けたい。。

ところで関係ないですが母屋高が気になります。

撓み屋さんへ

B□ですが、施工は可能かと思います。
ファブは嫌がりますけどね。

ただし、溶接記号がIになっているのでレかVが良いかと。

それから、下のBoxのコーナーのRと上のB□の角が
一致しないので、応力伝達上なんとなく気になりますが
これくらいの断面なら問題ないでしょうか。

>鉄骨屋さん<
構造設計してる人は、「施工可能か？」と悩んでいる事が多いので
ご意見ありがとうございました。

ボックスの縦割りは、可能なのですね。
切断した時点で、開いてしまって駄目なのかと思ってました。
機会ありましたら、是非使わせていただきます。
>ただし、溶接記号がIになっているのでレかVが良いかと。
なるほど、開先加工可能だし、厚くなりそうな柱なのでレ又はＶが良いですね。

>それから、下のBoxのコーナーのRと上のB□の角が
>一致しないので、応力伝達上なんとなく気になりますが
>これくらいの断面なら問題ないでしょうか。
ダイアフラムの中で応力が４５度で広がるので、面違いの大きさ
以上のプレート厚さがあれば、一応は伝達と考えて良いと思います。

ボックス斜めきりは、嫌ですか(笑い）
今正にその図面を書いてます。
母屋がかからないときは（又はかからないように母屋を配置）して
頭水平を心がけます。

大変ありがとうございました。

母屋と梁の間隔はもうちょい大きくすべきでしょうか？

>ボックスの縦割りは、可能なのですね。
>切断した時点で、開いてしまって駄目なのかと思ってました。

PLでビルトアップではないのですか？
そのように理解していましたが。
ボックスを割るのは斜め切り以上に嫌です（笑

>母屋と梁の間隔はもうちょい大きくすべきでしょうか？

ネコピースの溶接の脚長が少なくとも5ｍｍとして
最低でも母屋の下端は梁天端より10mm以上は必要ですし
2Cの部分は、アングルのフィレットも考慮すべきでしょうから
私はいつも20mm以上を目安にしています。
梁やブレースのボルトをかわすときは、40mm以上にする場合もあります。（添え板厚＋ボルト出）

図の場合ですと、私なら梁接合部を母屋のピッチの中間に移動して
母屋高さは120とします。現状なら140くらいは必要ですね。
調子に乗っていろいろと書いてしまいました。
ご容赦を。

>ボックスを割るのは斜め切り以上に嫌です（笑
やはり左様ですか
ボックス縦割りは、今後考えないことにします。
プレート加工ボックスは、どうしようも無いとき考えることにします

>>母屋と梁の間隔はもうちょい大きくすべきでしょうか？
今は母屋〜梁上端間は10mmで設計してますが
原寸立ち会うと、20〜40mmが必要になるので、思案中でした
迷わず、30mmにします。
実際合掌の変形があるので、10mmなんて絶対無理！”ですよね。
2Cの箇所を考慮すれば、
接合部フランジプレート厚さ＋取付アングル厚さ＋施工誤差なので
３０では苦しい、４０なら多分大丈夫ですか・・・・
既製品の取付金物使いにくいですね。

接合部は、母屋割りばかりでなく、応力から避けたい位置も有るのので難しいですね。

いずれにせよ、設計の方で「よろしくお願いしますよ」が
現場では頭をひねるしか無い場面が多く、現場管理に出かけ直に対峙し、
赤面物が結構あります。

こんな時出かけて、話を出来た鉄骨屋さんが廃業（社長がガンで死去）してしまったので
現在とっても困ってます。

また、コメントお願いすることが有る筈ですので、懲りずに
よろしくお付き合い下さい。
今回、どうもありがとうございました。


>
>ネコピースの溶接の脚長が少なくとも5ｍｍとして
>最低でも母屋の下端は梁天端より10mm以上は必要ですし
>2Cの部分は、アングルのフィレットも考慮すべきでしょうから
>私はいつも20mm以上を目安にしています。
>梁やブレースのボルトをかわすときは、40mm以上にする場合もあります。（添え板厚＋ボルト出）
>
>図の場合ですと、私なら梁接合部を母屋のピッチの中間に移動して
>母屋高さは120とします。現状なら140くらいは必要ですね。
>調子に乗っていろいろと書いてしまいました。
>ご容赦を。

しつこいですが、

>原寸立ち会うと、20〜40mmが必要になるので、思案中でした
>迷わず、30mmにします。


私は主にメーカーの外注をしていますので
常にプレッシャーを受けています。
下手なことすると怒られるので（笑、
いつもビクビクしながら設計している小心者です。
いまだに毎日が勉強です。

さて、母屋高について現寸検査で確認されたようですが
全体像がわからずに申し上げるのは気が引けますが
母屋高は現寸ではなく机上で決定できると思います。
そもそも、今時、現寸でなくては決定できないような
ことは少ないのではないでしょうか。

図の場合、30mmのクリアにするとのことですが、
H-300x150のフランジの継ぎ手が、
外内ともPL-9、M20を使用するとして
HTB（TC)の首下寸法は9+9+9+30＝57
二捨三入のルールとして、57→55（M20　L=55)
よって梁天からボルトの出は、55−（9＋9）＝37mm
母屋の下端とボルトとの隙＝クリア40mm−ボルト出37mm＝3mm
3mmでは施工誤差を考えると厳しいと思いますが
問題となる箇所数を勘案すれば、これでよしとする
判断もあろうかと思います。
M16使用としても、現寸確認で30mmにした根拠はわかりません。

ちなみに、ネコピースはM12に対して縁端20mmとすると
140の母屋高に対して、140/2+20＝90→L-90
L-90x75x6はあまり使わないので、L-90x90x7かL-100x75x7
重量が変わらないのでL-100x75x7を選択。

ファブによっては既製品の取合いピースを勧めますが
見た目弱っちくて（笑、私は好きではありません。
ちなみに、継ぎ手板の上にピースが乗っかる場合は
その箇所を逃げるか、添え板にPLピースを溶接します。
（その溶接の可否は別問題として）

よって、

＞接合部フランジプレート厚さ＋取付アングル厚さ＋施工誤差

ではなくて、上記のように
　梁天上の最大PL厚＋ボルトの余長＋5mm（施工誤差）
　ボルトの余長＝30（M20の場合）
という検討になるかと思います。
　9＋30＋5＝44→45mm
施工誤差を無視し、ボルトの二捨三入による数値を詳細に
検討すれば前述の40mmになります。


私はたまたまメーカ系の設計がスタートだったので
少々細か過ぎるところがありますが、
撓み屋さんの姿勢には敬服します。


>実際合掌の変形があるので、10mmなんて絶対無理！”ですよね。

これは意味がわかりませんでした。

訂正します。

＞L-90x75x6はあまり使わないので、L-90x90x7かL-100x75x7
＞重量が変わらないのでL-100x75x7を選択。

変わらないのではなくて、「軽い」でした。

話が逸れて恐縮ですが、不等辺アングルって入手性に問題はないですか？
使ったことないのでわからないのですが･･･
問題ないようであれば、うまく使っていきたいですね。

>話が逸れて恐縮ですが、不等辺アングルって入手性に問題はないですか？

L-100x75x7は入手に問題はないです。
サイズによっては流通していないものがあるので
注意は必要です。
使ったことが無いということですが、
胴縁の取り付けピースなどは等辺アングルを使われているのでしょうか？

>胴縁の取り付けピースなどは等辺アングルを使われているのでしょうか？

等辺アングルしか使ったことないですね〜。
大体、L-90x90x7かL-100x100x7を使ってます。

>>実際合掌の変形があるので、10mmなんて絶対無理！”ですよね。
>
>これは意味がわかりませんでした。
http://pub.idisk-just.com/fview/p5wd5R-URQp2Ql6V8QIGtLiNG5ndJ8EhC_RNUZV86AbwImy806HmYfJ1IKGmGD5o/Ukc.jpg
この図の中間の変形の事です。
調整は、取付金物か元撓み・・現場ではどうしてるんでしょうね（オイオイ）
既製品の取付アングル穴が、ルーズホールになってれば問題解決なんですが。

クリアランス 40mm
母屋面〜新 50mm
ボルト芯〜アングル面 25mm
とすると、115 なので、１００のアングルじゃ納まりません

>とすると、115 なので、１００のアングルじゃ納まりません

ですね。
間違えていました。
L-125ｘ75ｘ7になりますね。
L-100x100x7とL-125x75x7が重量が同じになるので
いつもそのような計算になるのに、何か虫の知らせがあったのですが（笑
失礼しました。

変形の件は、フレームの変形は、母屋にとっては隣のフレームも
同様に変形するので関係ないのでは？
妻フレームは間柱でサポートされて変形が小さいので
妻フレームと中間フレームの間の母屋は気になりますが、
それでもよほど大きな差が無い限り問題にはならないのではないでしょうか？

>L-125ｘ75ｘ7になりますね。
これからの設計で、母屋取付アングルはこの材料を使うことにします。
設計の度迷いに迷い、
130のアングル使ったり
これでどうでぃで、フラットバーにしたりしましたが
L-125x75x7x10なら、ほぼ問題ないです。

>変形の件は、フレームの変形は、母屋にとっては隣のフレームも
>同様に変形するので関係ないのでは？
>妻フレームは間柱でサポートされて変形が小さいので
>妻フレームと中間フレームの間の母屋は気になりますが、
>それでもよほど大きな差が無い限り問題にはならないのではないでしょうか？
相対変形≒０と言うことで良いのでしょう
妻面と中通りの変形差が大きいようなときは、中通に元撓みをつける
と言うことで対処します。
中通は、張弦梁にして初期変形＝０が良いのでしょうけど、お金が？？
ですからね

>>L-125ｘ75ｘ7になりますね。

私は梁上〜母屋クリアランス２０ｍｍで L-100x75x7
を使っていますね、継手は母屋割で避けています、
４０年以上これを標準にしていますが・・・
まぁ L-125x75x7 も重量は殆ど変わらないですが。

>まぁ L-125x75x7 も重量は殆ど変わらないですが。

Ｓ構造は部材選択時、重量に非常に敏感になります、
絶対使わない部材が有りますね、H-175*90*5*8 です
これは H-198*99*4.5*7 より重いからです。

「北の脚線美」ですか。
便利な世の中ですね。

>
>「北の脚線美」ですか。
>便利な世の中ですね。

うまくいきました。

jwwで書いた図をアップロードするにはどうしたらいいんでしょうか？
jww→jpegやbmpにできればいいんですが。

>http://up.spawn.jp/file/up48203.jpg

ご本人デツカ

>で書いた図をアップロードするにはどうしたらいいんで
>しょうか？
>jww→jpegやbmpにできればいいんですが。

http://up.spawn.jp/file/up48281.bmp

JWtoBMP　にて変換すれば良いのでは、但しＪＷＣにしておく
上記は解析中のフレーム・・・

>すいません。
>
>画像送信練習をします。
>
>http://up.spawn.jp/file/up48203.jpg

誰だよ！これ

こっちの方が楽しい♪♪パクリです（笑）
http://up.spawn.jp/file/up48290.3gp

誰でも見られてしまうからちと怖いです＞あっぷろーだ

送信練習つーか、リンク貼り練習にすぎないとおもうが・・。

>こっちの方が楽しい♪♪パクリです（笑）
>http://up.spawn.jp/file/up48290.3gp

おいおい！焦ったよ。
ウィルスかと思った(-.-;

>おいおい！焦ったよ。
>ウィルスかと思った(-.-;

スンマソ、これクイックタイムプレイヤーが無いと音が
でなかったですm(__)m、データー保存になってしまう。。。

>jwwで書いた図をアップロードするにはどうしたらいいんでしょうか？
>jww→jpegやbmpにできればいいんですが。

確かにに便利ですね。やっぱり、質問に絵があると判り易く
具体的な回答もできますね。

アップローダってサービスなのですか。無料サービスなのですか？

データはもう少し軽い方が良いですね。gifの方が良いのでは。

青虫さん、お世話になっています。

>アップローダってサービスなのですか。無料サービスなの
>ですか？

書き込んだのは無料アップローダのようです、有料も
有るのかな？　私も初めて知ったです。

>データはもう少し軽い方が良いですね。gifの方が良いのでは。

そうですね、私の環境はＦＴＴＨなのであまり気にならない
ですが、モデムの方も未だおられるから軽い方がベターかな。

>タイトルについて教えて下さい。
>終局変形算定時のＮsについては、耐震診断基準Ｐ198に、
>Ｎs：地震時軸方向力
>と記述があります。
>文字通りに読むと地震時の軸力と取れます。
>しかしＮsという記号を考えると短期軸力とも取れます。
>地震時軸力ならＮEと記述されると思いました。
>Ｎsとは、地震荷重時軸力でしょうか？短期軸力でしょうか？
>
>鉛直荷重時軸力（長期）＝100ｋＮ
>水平荷重時軸力（地震時軸力）＝30ｋＮとすると、
>Ｎsは30ｋＮなのでしょうか？100＋30＝130ｋＮなのでしょうか？

短期軸力でしょう。上記の記述なら100＋30＝130ｋＮです。

>Ｎsとは、地震荷重時軸力でしょうか？短期軸力でしょうか？
>
>鉛直荷重時軸力（長期）＝100ｋＮ
>水平荷重時軸力（地震時軸力）＝30ｋＮとすると、

何処にも説明がないですね。
部材耐力では、C０＝０．２なんて概念は有りませんので、変動軸力かも。

>部材耐力では、C０＝０．２なんて概念は有りませんので、変動軸力かも。

確かにそのとおりですね。普段２次診断する場合は水平時軸力を１次設計の値１．５〜２．０倍（ただし京都の判定委員会では水平時軸力無視してくださいといわれましたが）として解析しています。その値を加えた値との意味で記述したのですが・・・
また、下階壁抜けの判定などでは上部壁の終局強度より求まる転倒モーメントと引抜き側の引張り耐力の小さい方をＮＬに加えてＮＳとしています。

>何処にも説明がないですね。
>部材耐力では、C０＝０．２なんて概念は有りませんので、変動軸力かも。

喰えないラーメン屋さんは、Ｎsの値としては、どの値を採用していますか？
地震時？短期？変動？

>確かにそのとおりですね。普段２次診断する場合は水平時軸力を１次設計の値１．５〜２．０倍（ただし京都の判定委員会では水平時軸力無視してくださいといわれましたが）として解析しています。その値を加えた値との意味で記述したのですが・・・

いくらか判らないので、取り敢えず１．５〜２．０にしておきましょうてことで・・・。
防災協の講習会でも軸力は考慮しないと説明が有ったと思います。

>また、下階壁抜けの判定などでは上部壁の終局強度より求まる転倒モーメントと引抜き側の引張り耐力の小さい方をＮＬに加えてＮＳとしています。

コピペ改ざん(^^ゞ
下階壁抜けの判定などでは上部壁の終局強度より求まる転倒モーメントと引抜き側の引張り耐力の小さい方をＮＬに加えたＮＳと、ＮＬの間を適当に分けて何種類かの軸力で計算しています。
NM図は書けませんので、・・NL+0.1BDFc,NL+0.2BDFc,NL+0.3BDFc,NL+0.4BDFcなど・・・

片方の耐力は上がり片方は下がり、層としては耐力変動なし。
したがって変動軸力考慮なし。

下層壁抜けや、ひょろ長い建物でない限り、指導なければ長期で保有耐力出してます。基準にもそれで良いと書いてありますし。２次診断レベルが煩雑にならないように配慮だと思いますが。設計者判断ですよねこのへん。

しかし耐力算定の所には「柱軸方向力」とかいてあって、変形の所には「地震時・・」と書いてあるんですね・・今気がつきましたが。

>
>いくらか判らないので、取り敢えず１．５〜２．０にしておきましょうてことで・・・。
>防災協の講習会でも軸力は考慮しないと説明が有ったと思います。

私の場合は赤本Ｐ２６９の記述の方が実状に近いと思って考慮しています。

>喰えないラーメン屋さんは、Ｎsの値としては、どの値を採用していますか？
>地震時？短期？変動？

(^^ゞ・・・計算したこと有りません。
下階壁抜けは上レスの方法で。
２００１年版からややこしくなたのでソフト任せです。(^^ゞ(^^ゞ
来週再来週は屋体耐震の現場打ち合わせです。

>>喰えないラーメン屋さんは、Ｎsの値としては、どの値を採用していますか？
>>地震時？短期？変動？
>
私は長期のみ。地震時は考慮していません。
これは判定委員会によって違うみたいですね。

>片方の耐力は上がり片方は下がり、層としては耐力変動なし。
>したがって変動軸力考慮なし。

ラーメンではほぼ、その通り・・・軸力がマイナスにならない限り・・・。

下階壁抜けでは、曲げ柱が剪断柱にならないかどうかの確認です。
曲げ柱のままの場合でも、Ｆ値が変わって軸力耐力が変わるからで・・・おます。

(追加）中断して契約書を提出に行ってました。
大きな袖壁に短スパン梁で繋がっているの反対側の柱も高軸力を受けます。剪断柱になる可能性があるので検討しています。
新築設計でも同じなのでは？・・・

私見ですが．．
コア抜きは１００φ程度ですから、鉄筋を切ってしまっても耐力的には問題は無いと思います。
換気扇程度の開口には補強筋を入れないのと同じかと。

ただ、切断面からのサビが心配なのでモルタル充填しておいた方が良いと思います。

当方、コア抜き時には鉄筋探査機を用いて行っております。
結構正確です

もぐらさんと同様、私見ですが。


耐震壁のコア抜きの鉄筋を切った程度では、構造体になんら影響はないと思います（ミクロ的にはあるかも知れないが）耐震壁検討用のせん断力を大雑把に１．５〜２倍しているので、その程度なら大丈夫と思います、先月も設備屋さんが配管のために、スラブの鉄筋を切ったので、旧公団から安全と証明できる計算書出せ言われ、穴あきスラブの解法をやりました、無駄な（計算するまでも無く十分安全と確認できるのに）計算書ですが、構造に精通していないと、穴ぐらい明けてもどうって事ないと言う感覚が理解しずらいと思います。

安全証明を求められるなら、スラブと同様、穴開き耐震壁として
解法されてはどうですか。

事件の報道の仕方というものが誤解を招く・・・
恐ろしいことです。

構造専門の方でしょうか。
当然のように梁や柱と壁では鉄筋１本の効果が違います。

コンクリートのみτで余裕をみてみるとか、減った鉄筋量を換算して耐力を出すとかそういう方法も多々有ると思いますよ。

コア抜きの補強を炭素繊維という意味もいまいち私には理解できません。

耐震壁のコア抜きで、鉄筋切断は想定範囲です。
小さい穴は補強無用で突っぱね
根拠を言われたら、壁式構造の換気扇程度の孔は補強を・・・の
箇所を示し、換気扇より小さいので無用！でＯＫ

皆さんと同意見です。
耐震診断で耐震壁からコアを抜きますが、鉄筋探査をしても鉄筋を切断してしまうことが稀ですがあります。

構造的にはほとんど影響がないので、モルタルで埋める以外は特に処置はしていません。私の地方ではほぼ同じだと思います。
（10年ほど前は、異常に騒いだ役所の担当者がいましたがもちろん構造のことはわかっていませんでした）

例の公団の件は、梁の主筋を切断したものですよね。
事の重大さがまったく違うと思います。

なぜ、「補強すべき」ということになったのかの方が問題だと思います。構造の専門家なら補強は不要、と解答すると思いますが。

皆さん有り難うございます。時勢を考えすぎ過度に思案しすぎていました。もっともらしい検討書を作り対処することします。

コア抜きの際に鉄筋を切ってしまったとのこと。良くあることではないかと思います。補強をしてくれとおっしゃった方は、耐震壁の鉄筋１本切ったぐらいでどの程度耐震性能が落ちると思っていらっしゃるのでしょうか？コア面積の開口があると考えて有開口耐震壁の耐力を計算して耐震性能に問題はないと示してみては如何でしょうか？変に補強するより良いと思います。

素人ですサン

>高さ３ｍほどの古い（約30年ほど前の）石積み擁壁の一部に、
>同等の高さの新たな擁壁を接合することは可能ですか？

結論から先に・・・残念ながら難しいと思います。

石積みとの事ですから、多分、間知石（四角の斜め置き石）
かと思います、新たに作る場合、現在の規定では裏側に
相当厚いコンクリートの打設が必要です、石は飾りで
コンクリート重量で押さえるような形式が現在の仕様です。

既存と新設の擁壁間隔が相当（２〜３ｍ）有れば可能かも
知れませんが、それと裏側に透水層も必要です、既存は
解体された方が良いように思われますが。。。

既存擁壁の上に擁壁を継ぎ足して・・・と言うのではなく
右側に既存擁壁
その左に新たに擁壁を設け、ひょっとすると既存擁壁より高くなるかも
知れないし、既存擁壁は土の中に埋め込んでしまうと言うことですよね
底板取れないなら、重力式で成り立たす事が出来るなら
良いのではないでしょうか。

この手の話は、百文は１図にしかず
図を出していただければ、良いところまで判断できると思います

本日は、撓み屋のハンドルで失礼してます。
明日は何にしようか・・問題

形状がわからないのでレス付けにくい。
図面を持って構造屋の所へ行った方が良い。

皆様、
ご回答、どうもありがとうございます。

●Lion様
＞石積みとの事ですから、多分、間知石（四角の斜め置き石）
＞かと思います

いいえ、本物の石です。
巾では大きなものは80ｃｍくらい、小さなものでも
40ｃｍ位はあるかと思います。丸っこい不ぞろいな石、岩？です。
今の擁壁の足元の土を少し掘ると、擁壁に沿った足元に、
コンクリートの土台が巾約50ｃｍほどあります（深さは不明）。
しかし、現存の擁壁の石の隙間の目地が崩れた部分に棒を突っ込んで
つついてみると、裏側にコンクリートは無い様子です。
水抜きはあちこちしてありますが、効いていません。
積んだ石の間から、あちらこちら勝手に水が出ています。
ただ、昔の日本のお城や外国の石積みでも、長い年月持っているを
見ると、素人的にみて、石でも強度は保てるのではないだろうか
とも思うのですが、、、。いかがなのでしょうか。

●撓み屋様
＞底板取れないなら、重力式で成り立たす事が出来るなら
＞良いのではないでしょうか。

重力式、とは何でしょうか？？

＞図を出していただければ、良いところまで判断できると思います
●もぐらさま
＞形状がわからないのでレス付けにくい。

はい、絵を描いてみます。
下記、擁壁の図です。
＜真上からみた所＞です。
言い忘れていましたが、古い擁壁は、石積み擁壁と、
高さが均等に変化する垂直コンクリート擁壁の合体物です。
垂直コンクリート擁壁の（下図で見る）右側は、階段になっています。

続きです
----------------

　「 ＿ 」で示したのが、古い石積み擁壁、高さ３ｍ
　（下の図では、途中でカーブを描いています）
　「 �A 」で示したのが、古い垂直コンクリート壁（擁壁）
　（下の図では、まっすぐ上下に伸びて書いているつもりです）
　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　高さA地点⇒0ｍ
　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　高さB地点⇒4ｍ
　「 * 」で示したのが、新しく作りたい擁壁、高さ３ｍを予定
　（下の図では、上記２つの擁壁にまたがっています）

図１
　　　　　　　　　　　　　　　�A
＿＿＿＿＿＿＿＿　　　�A
　　　　　　　　＊　　＼　　�A
　　　　　　　　＊　　　＼　�A
　　　　　　　　　＊　　　＼�A←B地点
　　　　　　　　　＊　　　　�A
　　　　　　　　　　＊＊＊�A
　　　　　　　　　　　　　　　�A
　　　　　　　　　　　　　　　�A←A地点


図１’

___________________ �A
　　　　　* ＼ �A
* ＼�A←B地点
* 　　 *�A
* 　　　 *�A
　　　　　　　** * * * �A
�A
�A←A地点



（ちゃんと見えていますでしょうか？表示するとズレルので。
　書き直しましたが、自信ありません。図１と図１’は同じものです。
　なんとか、見えていることを願います。。）
--------------
以上のような図なのですが、新しい擁壁は高さが3ｍ以上なら
もっと高さがあっても構いません。
B地点では、垂直コンクリート擁壁のほうが、石積み擁壁より高いです。
あと、古い垂直コンクリート擁壁の高さがA地点に近いところは3ｍより低いため、
壁を足さなければならないので、下記でもいいです。
他にもし良い案がありそうでしたら、教えてください。

----------------
　　　　　　　　　　　　　　　　　　　
　　　　　　　　　　　　



　　　　　　　　　　　　　　　�A
＿＿＿＿＿＿＿＿　　　�A
　　　　　　　　＊　　＼　　�A
　　　　　　　　＊　　　＼　�A
　　　　　　　　　＊　　　＼�A←B地点
　　　　　　　　　＊　　　＊�A
　　　　　　　　　　＊＊＊�A
　　　　　　　　　　　　　　　�A
　　　　　　　　　　　　　　　�A←A地点

------------------

いかがでしょうか。。
コンクリート垂直擁壁はかなりしっかりした作りに見えます、
これを作った後に、石積み擁壁が作られたようには見えます。
現状、上の実線で示す石積み擁壁を壊すことは困難です。
石積み擁壁の上側は薄いコンクリートで覆ってあります（所々、割れ目があり、
叩くとコンクリートが剥がれる）。
そのコンクリートで覆ってある部分の巾は50ｃｍほどで、
その上側は、すぐに隣の家の擁壁です。
そちらの擁壁は、高さは余りありませんが（最大で3ｍ？）
四角い石が積んだ擁壁です。

*印で示す擁壁を作ることはいかがでしょうか？
その重力式？とやらで対処可能でしょうか？？
ご教授のほど、宜しくお願いいたします。

文字図では、なんとも掴めません
私はこの様に想像したのですが・・・
http://pub.idisk-just.com/fview/p5wd5R-URQp2Ql6V8QIGtLiNG5ndJ8EhC_RNUZV86AbwImy806HmYfJ1IKGmGD5o/MDAw.jpg
お絵かきソフトでこの様に書けませんか？

撓み屋サン

>私はこの様に想像したのですが・・・

すす素晴らしい(^^ゞ、この状態なら可能、但し地盤沈下に
注意ですね・・・

>撓み屋サン
>
>>私はこの様に想像したのですが・・・
>
>すす素晴らしい(^^ゞ、この状態なら可能、但し地盤沈下に
>注意ですね・・・

ス、スバラシイ．．その２
わかりやすいですね

スンバラシイです。その３

質問から外れるのですが

画像を送る方法ですが、
自分の使っているメールソフトで
添付ファイルを付けて　arc_structure-lj@infoseek.jp 　宛に送信すればいいのでしょうか？

＞添付ファイルを付けて　arc_structure-lj@infoseek.jp 　宛に送信すればいいのでしょうか？

画像UPこれ使っているようです。

http://pub.idisk-just.com

無料のものはないのでしょうか。

>無料のものはないのでしょうか。

自前のＨＰスペースをお持ちならば（無料も有り）、そこに
ＵＰしてリンクを掛ければ一番簡単ですね、私は３個ほど
持っています＞ＨＰスペース

アップローダで検索すると、多数有ります
試しに↓にアップロードしてみます
http://up.spawn.jp/file/up48250.jpg

明日は、JBF(ジャパンバードフェスティバル:我孫子)ですよ

ありがとうございます！
素晴らしい！！
感動しました。

>文字図では、なんとも掴めません
>私はこの様に想像したのですが・・・

なるほど、、、強そうな感じがします^^)
こういう手があるのですね。
掘って埋める訳ですね。
壊せない古い石積みに対してこういった擁壁を作るケースは、世の中によくあるものなのですか？？
それとも、かなり特殊なのでしょうか？

ところで、この新しい擁壁の足元の土台（L字の底の上の部分）に、
地下室かガレージ（居住スペースではない）など作るのは可能ですか。。？
土でないと、強度的にまずいのかも、と思ったのですが。
強度はこのL字コンクリートだけで保てると思って良いのでしょうか。
あとグランドレベルを高くしたいのなら、L字内部には何も設けないほうが良い、のでしょうか。

私もチャレンジしてみました。
http://up.spawn.jp/file/up48362.jpg
見づらいので、ぜひ拡大してみてください。

おおよその新擁壁の高さ（希望）を、図中に記入しましたが、
古い石積み擁壁面に傾斜があるため、土の荷重がまともに古い石積みだけにかかることになります。
（上に家を建築予定です）
素人ながら、不安に感じたのですが、
いただいた絵の程度に、新擁壁の方を古い擁壁より高くして、
古い擁壁は埋め込んでしまう方が、強度的に良いのでしょうか、特に変わらないでしょうか。。？

現在の古い擁壁の足元に、コンクリートの土台がありますが、
それと新しい擁壁の土台は接続したほうが良いのでしょうか？

あと古い擁壁と新しい擁壁の接合部は、単にセメントで軽く接続
するだけで、強固に接続はしないものなのでしょうか。
もしこの接続部に強固な接続が不要なら、ここに地下室の入り口など設けても良いかと。。

あと、お金の話ですが、こういった構造の新擁壁を作る場合、
費用は結構かかると覚悟すべきなのでしょうか？
条件も分からない状況で答えようがないとは思うのですが、
適当に雰囲気で分かる範囲で結構ですから、
お教え願えれば非常に有難いです。
大変参考になっています、ありがとうございます。

よくわかります
私が想像したのと似てました。
コメント入れましたのでご覧下さい ↓
http://pub.idisk-just.com/fview/p5wd5R-URQp2Ql6V8QIGtLiNG5ndJ8EhC_RNUZV86AbwImy806HmYfJ1IKGmGD5o/MDAy.jpg

>壊せない古い石積みに対してこういった擁壁を作るケースは、世の中によくあるものなのですか？？
>それとも、かなり特殊なのでしょうか？
かなり特殊ですが、擁壁は同じ位置の地盤同等以上に強い（筈）ので
問題ないです。

>あと、お金の話ですが、こういった構造の新擁壁を作る場合、
>費用は結構かかると覚悟すべきなのでしょうか？
３ｍ位の擁壁（コンクリート）だと、１０万円／ｍとか聞いたことあります。
が、お金のことは、実はよくわかりません。解ってる方からの
お答えが有るかと思います。

部屋を取るというのはこんな事でしょうか？
http://pub.idisk-just.com/fview/p5wd5R-URQp2Ql6V8QIGtLiNG5ndJ8EhC_RNUZV86AbwImy806HmYfJ1IKGmGD5o/MDAz.jpg
十分可能ですが、お金はかかると思います

ご回答、ありがとうございます。
連休で不在のため、お返事が遅くなり申し訳ありません。

>よくわかります
>私が想像したのと似てました。
>コメント入れましたのでご覧下さい ↓

とてもよく分かりました、
ありがとうございます、
確かに、既存擁壁の下に食い込みが出来れば嬉しいのですが。
より強くなるハズなのですねよね。

>かなり特殊ですが、擁壁は同じ位置の地盤同等以上に強い（筈）ので
>問題ないです。

同じ位置の地盤同等以上に強い、というのは
非常に心強いお言葉です。
新擁壁は曲線になっているので、平面の用壁に比べ
安定しやすいと考えて良いのかな？などと思ったりもしていますが。。

一昨日、たまたま通りかかったところで、新しく土を盛って
コンクリートで擁壁らしきものを作っている場面に出くわしました。
良く見てみると、擁壁の高さは2ｍ弱程度でしたが、コンクリートの
厚みは恐らく15ｃｍくらい、結構薄いものだと驚きました。
底板があったかどうかまで土が入れられた後で確認できませんでしたが、
意外とコンクリートとは強いもんなんだな、と
認識を新たにしました。

>３ｍ位の擁壁（コンクリート）だと、１０万円／ｍとか聞いたことあります。

そうなのですか、素人的にみてもっとかかるのかと思っていました。
それ位で済んでくれるのなら、非常に有難いです。

>が、お金のことは、実はよくわかりません。解ってる方からの
>お答えが有るかと思います。

他にも情報をお持ちの方おられれましたら、
是非、教えてください。

>部屋を取るというのはこんな事でしょうか？
>http://pub.idisk-just.com/fview/p5wd5R-URQp2Ql6V8QIGtLiNG5ndJ8EhC_RNUZV86AbwImy806HmYfJ1IKGmGD5o/MDAz.jpg
>十分可能ですが、お金はかかると思います

はい、しかし、どちらかというと、全面でなく、
一部だけに部屋を作れれば、と考えています。
http://up.spawn.jp/file/up49136.bmp
こういうものを考えています。
地盤沈下などを考えると、余り偏って空洞にする、
といったようなことは好ましくはないのかな、とも思うのですが。。
上に建てる家は、新擁壁で囲った部分のほぼ全面真上に建てる予定です。

ともかく、こういう手段で古い擁壁に対抗できると分かって
非常に嬉しいです。
情報いただき、非常に感謝します。

>良く見てみると、擁壁の高さは2ｍ弱程度でしたが、コンクリートの
>厚みは恐らく15ｃｍくらい、結構薄いものだと驚きました。
それはかなり疑わしいです。
土に接する壁なので厚さは20cm程度は欲しいです。
土圧受けるとき、高さの1/10の厚さは欲しいように思います

>>良く見てみると、擁壁の高さは2ｍ弱程度でしたが、コンクリートの
>>厚みは恐らく15ｃｍくらい、結構薄いものだと驚きました。
>それはかなり疑わしいです。
>土に接する壁なので厚さは20cm程度は欲しいです。

ぱっと見ただけなので、もしかしたら20ｃｍくらいあったかも
しれません。。^^;;
高さも、もしかしたら、もう少し低かったのかも？！

>土圧受けるとき、高さの1/10の厚さは欲しいように思います

そうなのですね、
私の場合は、30ｃｍは必要ということですね。
色々と参考になる情報をどうもありがとうございました。
また、ご意見伺うこともあるかと思いますが
宜しくお願い致します。

　読売新聞によると、

　検察側は論告で、姉歯被告が構造計算書の改ざんで得た不正な利益を、高級外車や女性へのプレゼントなどにつぎ込んでいたことを指摘。「ぜいたくな生活を送るため、多くの人が死ぬかもしれない惨状の発生に目をつぶり、脆弱な建物を次々と建てさせた」と厳しく批判した。

となっていますが、何だかどこか違うような気がしてなりません。
　結果から見るとそのように見えるかもしれませんが、姉歯氏の構造計算書偽装の動機は、自分の能力限界による苦闘からただ楽になりたかったことだけだと思います。けっしてぜいたくを求めてやったことではない。
　発覚して、もうあんな苦しいことはしなくてもよいと安堵したのではないでしょうか。今となっては、どんな重い罰でも受ける心境になっていると私は思います。

>　読売新聞によると、
>
>　検察側は論告で、姉歯被告が構造計算書の改ざんで得た不正な利益を、高級外車や女性へのプレゼントなどにつぎ込んでいたことを指摘。「ぜいたくな生活を送るため、多くの人が死ぬかもしれない惨状の発生に目をつぶり、脆弱な建物を次々と建てさせた」と厳しく批判した。
>

お国としては、この様な形で終わらせたいのでしよう。
問題の本質が何処かに行っちゃった様な感じです。

>インチキ構造計算と名義借り、ずいぶん不公平な求刑のような気がするんだけど。
>名義借りって結構重い罪なんですね。

今回の改正で、懲役1年以下または１００万円以下の罰金になったのですが・・・。？
議院証言法違反の方が重い鴨。

>議院証言法違反の方が重い鴨。

先日の管理建築士の講習会で弁護士先生が言ってました。「耐震偽装で２０万円、議院証言法違反で懲役刑になります。」

>>議院証言法違反の方が重い鴨。
>
>先日の管理建築士の講習会で弁護士先生が言ってました。「耐震偽装で２０万円、議院証言法違反で懲役刑になります。」

議院証言法の方が罪が重いってことですか、はぁ。
議員より、構造家の方が人の命たくさん預かってると自負していたのに^_^;

>議院証言法の方が罪が重いってことですか、はぁ。

記憶にございません・・・。
議院証言法で処罰される可能製がありますので証言を控えさせていただきます。
これ以外の発言をしてはいけません。

>議院証言法の方が罪が重いってことですか、はぁ。

そのようです。「建築士が偽装するとは思わなかったので刑が軽かった。」と弁護士の方が言われてました。

告示のたわみは地震時積載荷重ですから積雪によるたわみは1/250の制限は無いはずです。（多雪地帯ではない地域）
ただし、一貫計算だと1/300を超えるとワーニングがでてしまいますよね。そのあたりコメントで逃げるかぎりぎり1/300をクリアさせるか設計者の判断だと思います。どのみち積雪時の応力ではOKにしなくてはならないのでたわみ1/300あたりがねらい目かと思います。

imaサン

>長大スパンＳ造の折板屋根構造の設計をしています。
>建設地は元来積雪など無用の地域だったのですが、
>平成１２年以降は３０�pになりました。

３０ｃｍなんて生優しいです、目下私の設計は１．５ｍ
長期、スパン３０ｍ２連トラスです、部材はほぼ撓み
にて決めないと支障を起こしますね、さて悩むところ
ですが、１／５００、６ｃｍ程度かと考えています。

小梁は１／３００以上かつ２ｃｍ以内に抑えています。

Lionさん、積雪1.5ｍでスパン30ｍとはすごいですね。どんなことになるのか、私には見当もつきません。
しかし、多雪地域ならそれなりの配慮が必要で、Lionさんの 1/500, 6�p は納得です。
問題は、私の場合のように雪なんかめったに積もらない場所で、積雪荷重が支配的になってしまう場合にどうするかということです。

そこで、私の場合の具体的な小梁(単純梁)を示します。
スパン L=10m 　負担幅 B=4m
荷重(積雪30�p) DL+SL=0.4+0.6=1.0kN/�u
曲げモーメント Mo=1/8x(1.0x4)x10x10 = 50kNm
断面計算結果(下記)
�@ H-248x124x5x8 σ=18.0kN/c�u δ=7.34�p=1/136
�A H-250x125x6x9 σ=15.8kN/c�u δ=6.39�p=1/157
�B H-298x149x5.5x8 σ=11.8kN/c�u δ=4.01�p=1/250
�C H-300x150x6.5x9 σ=10.4kN/c�u δ=3.51�p=1/285
�D H-346x174x6x9 σ= 7.8kN/c�u δ=2.29�p=1/436
�E H-350x175x7x11 σ= 6.5kN/c�u δ=1.88�p=1/533

そこで、
(1)応力のみで決定できるとすれば(横座屈okとして) �@
(2)たわみ1/250で決定するなら �B
(3)たわみ1/300で決定するなら �D
(4)たわみ２�p で決定するなら �E
となり、どれを採用するかでずいぶん差が出ます。

(1)は論外としても、(2)(3)(4)のどれにするかは悩ましいところです。
目下の私は、�Cか�Dか(�Bもありか?)で迷っていますが、皆様ならどうされますか。

折版屋根のLLは400,400,300,100とし、
DL400+SL600=1000（短期）
DL400+LL300=700 （長期）700x1.5=1050>1000 よって長期で設計する。
とコメント書いて長期で設計します＞私の場合

>imaさん

私は居室で１／５００、屋根で１／３００いずれも長期で設計してますが、納まりに支障がなければ積雪時は１／２００〜２５０くらいで決めるときもあります。撓んだなりにがんばってたらいいわけで・・・＾＾；逆勾配に注意しますが。

私なら�B�Cｽね。

>折版屋根のLLは400,400,300,100とし、
>DL400+SL600=1000（短期）
>DL400+LL300=700 （長期）700x1.5=1050>1000 よって長期で設計する。
>とコメント書いて長期で設計します＞私の場合
>

私も同様に、LLを　300,300,200,100として、短期/長期が1.5未満
でしたら長期で決めています。

撓みも、長期で1/300を目安にしています。

多雪地域では、別途にしていますが。

imaサン

>そこで、私の場合の具体的な小梁(単純梁)を示します。
> スパン L=10m 　負担幅 B=4m
> 荷重(積雪30�p) DL+SL=0.4+0.6=1.0kN/�u
> 曲げモーメント Mo=1/8x(1.0x4)x10x10 = 50kNm
> 断面計算結果(下記)
> �@ H-248x124x5x8 σ=18.0kN/c�u δ=7.34�p=1/136
> �A H-250x125x6x9 σ=15.8kN/c�u δ=6.39�p=1/157
> �B H-298x149x5.5x8 σ=11.8kN/c�u δ=4.01�p=1/250
> �C H-300x150x6.5x9 σ=10.4kN/c�u δ=3.51�p=1/285
> �D H-346x174x6x9 σ= 7.8kN/c�u δ=2.29�p=1/436
> �E H-350x175x7x11 σ= 6.5kN/c�u δ=1.88�p=1/533

小梁の話ですか？、迷わず（３）ですね、短期は長期換算
１／１．５倍して検討、Ｈ−２９８で長期換算撓み
１／３７０ですから（ｗ＝２．７）、もう少しゆとりを
持たすならＨ−３４６です、ラウンドサイズは使いません、
経済性＋効率性重視です。

> 断面計算結果(下記)
> �A H-250x125x6x9 σ=15.8kN/c�u δ=6.39�p=1/157
> �B H-298x149x5.5x8 σ=11.8kN/c�u δ=4.01�p=1/250
> �C H-300x150x6.5x9 σ=10.4kN/c�u δ=3.51�p=1/285

私なら、�Bです(長期１/300 かつ2.5cm前後）。折板なのに地下張りではないのですか。小梁の
傾斜角を考慮していないように思います。

> スパン L=10m 　負担幅 B=4m

折版を４ｍ跳ばすんですか。カタログではよいことになっていますが板金屋サンに確認しておく方がよろしおます・・鴨。

先日意匠図通りに＠２ｍ、L=１０ｍ、Ｈ２５０にしていたら、もっと広げるように言われました。

>Lionサン
>
>持たすならＨ−３４６です、ラウンドサイズは使いません、
>経済性＋効率性重視です。

裏サイズってまだ流通してます？
鉄骨商社に聞くと”なかなか在庫がない”のでかえって高く付くと聞いてます。
人によっては”ある”とも言うし。

私も皆さんとほぼ同じです

短期　DL400+SL600=1000
長期 1000/1.5 = 666 → 700

で設計して�Bです
結局短期は1/200程度で設計していることになります。
あとは状況次第．．．

仕上げ材が面内に変形するとき、1/120〜1/200の許容層間変形角
面外変形なら、それよりは変形しやすいはず
従って上限の1/120で良いのではないか
単純梁の変形角1/120は、スパンに対する割合なら1/240
私はこれを、短期許容変形としてます。
当然長期は、1/360です。

折板屋根の大スパンなら、
長期変形分は元撓みで取って（2000年からこれ可になってます）
積雪による変形増分を1/240〜1/200で納めれば良いと思います。

もぐらサン

>裏サイズってまだ流通してます？

じぇんじぇん問題無いです、目下某新＊鐵関連の計算中ですが
全て裏ばかり、経済性重視です、もちＳＳ４００でやんす。

喰えないサン

>折版を４ｍ跳ばすんですか。カタログではよいことになっていますが板金屋サンに確認しておく方がよろしおます・・鴨。

＠３ｍが標準的です、雪１．５ｍでも同じくです、
工場＝折版専門なので・・・

>Lionサン
>
情報サンクスです。

喰えないさん、Lionさん。

本旨とは別に、ひそかに私が心配していたのは、折板スパン。
h=150,t=0.8 ですが、４ｍはやはり大きいですか。
例の、屋根葺き材風圧によるんですね。
ご指摘ありがとうございます。再検討します。

小梁のたわみ制限は、皆様のご意見を参考にして、1/250前後とします。

>例の、屋根葺き材風圧によるんですね。
施工上でもあります
拭くとき、上に人が乗りますが
スパンが大きいと、ベリッと折板が破れてしまうそうです。
鉄骨屋の大将に聞くと喜んで教えてくれます

>施工上でもあります
>拭くとき、上に人が乗りますが
>スパンが大きいと、ベリッと折板が破れてしまうそうです。

それで、恐ろしくて工事できない・・・と言ってきたのですね。
(ｱ)０．６鉄板を折り曲げてスパンを跳ばすんですからね。

>喰えないさん、Lionさん。
>
>本旨とは別に、ひそかに私が心配していたのは、折板スパン。
>h=150,t=0.8 ですが、４ｍはやはり大きいですか。
>例の、屋根葺き材風圧によるんですね。
>ご指摘ありがとうございます。再検討します。
>
>小梁のたわみ制限は、皆様のご意見を参考にして、1/250前後とします。


私の県（東京近隣で多雪地域ではない）では、10年ちょっと前に記録的な大雪が降りそれ以降、県条例で積雪は短期応力で検討、しかし撓みは長期1/300以下と規定されています。
参考までに。

教えて下さい。
何のために、EXP.Jを取るのでしょうか。

>教えて下さい。
>何のために、EXP.Jを取るのでしょうか。

それがよくわかっていれば質問はしないでしょう。
いやらしい聞き方ですね。

>教えて下さい。
>木造でX方向45ｍY方向16ｍの木造平屋
>なのですが、EXP.jをとるべきでしょうか。
>X方向で4ゾーン位に分けて変形を同一にするよう検討するだけでは、問題があると思われますか？
>部屋が並んでいるだけなのでゾーニングしやすいのですが、
>屋根を考慮するとEXP.ｊの位置が非常に難しくなります。
>お願いします。
>

一体として解析するのであれば、剛床仮定が成立するか検討
して、だめならば捩れの検討または、ゾーニングしEXP.ｊ設置
て言う所が一般的ですが・・・

木構造設計としてはその他の方法もありますが、そこは各自の
構造計画だと・・・

>教えて下さい。
>木造でX方向45ｍY方向16ｍの木造平屋
>なのですが、EXP.jをとるべきでしょうか。
>X方向で4ゾーン位に分けて変形を同一にするよう検討するだけでは、問題があると思われますか？
>部屋が並んでいるだけなのでゾーニングしやすいのですが、
>屋根を考慮するとEXP.ｊの位置が非常に難しくなります。
>お願いします。

面積からして、防火壁は不必要？、まずこの建物の使用目的は何でしょうか？。

広い空間を必要な建物ですか？・・

45ｍの両脇、妻面にしか壁が確保できないのなら、屋根面の水平剛性の確保は？中間部の変形は？・・そのあたりの詳細な設計条件が書かれていれば、皆さんがお答えしてくれると思いますが。

また、平面的にも立面的にも、EXP.ｊとしなければいけない要素があるのか？ないのか？・・もお聞かせ下さればです。

長さだけで単純にEXP.ｊを設けるものでもないと思います。
現実問題、雨漏りの防止のほうが難しいですから・・。

皆さん早速ありがとうございます。
喰えないさんの回答がいやらしい回答とは感じていないので、
？？さんの心使いありがとうございます。
喰えないさんや天婆〜さんにはいつも回答頂いているので、
ありがたいと思っています。

なぜEXP.Jと考えたかというと、この物件の設計事務所が
前回同様の建物を設計した時に、私とは別の構造事務所では、
EXP.Jを取らなければだめだと言われそのように設計したと
聞きました。

ゾーニングで大丈夫ではないですかと答えたのですが、
実際の所皆さんがどのように考えられるのだろうと、
お聞きしたかったのです。

ゾーニングの面積と言ってもこれといった回答があるわけでもなく、私としては、通常の在来木造で剛床仮定がこの大きさでは、
成り立たないと考えています。

そのため、木造住宅の面積程度の範囲内であれば、剛床と仮定し
その範囲内でそれぞれ検討し、変形をほぼ同一にすれば、
EXP.Jを取らなくても良いのではないかと考えました。
偏心率については全体で一応考慮しようと思っていますが。
ですから、基本的には、EXP.Jを取らない方法で検討したいと思うのですが、この方向性について問題があるでしょうか。

最初からこういった質問にすればよかったのですね。
すみません。
再度お願いできますでしょうか。

ありがとうございます。
返事を書いている間に回答があり、失礼しました。

>面積からして、防火壁は不必要？、まずこの建物の使用目的は何でしょうか？。

使用目的はデイケアサービスセンターです。防火壁は必要ないといわれています。


>広い空間を必要な建物ですか？・・

7.5帖程度の部屋が並んでいるだけです。
中央に食堂とか広い空間はありますが。
あまり問題にはならないと思います。

>45ｍの両脇、妻面にしか壁が確保できないのなら、

壁量は全く問題ありません。

>屋根面の水平剛性の確保は？中間部の変形は？

小屋面は構造用合板を張り、水平剛性は火打ちと考えています。
小屋が表しなので。
中間部の変形については、外部周りに部屋があるため、
充分な耐力壁は確保できます。
その辺の事は問題ないと思います。

平面的にも立面的にも、EXP.ｊとしなければいけない要素があるのか？

長方形ですのでありません。

宜しくお願いします。

建物が変形していたらEXP.Jも考えられる。
素直な建物でしたら一体としてでもいいのかな?
構造設計者の判断では、以前の構造設計者がEXP.Jを取ったからと言って、今回も必要とは限りません。
なんちゃって??

比較的、シンプルな平面計画のようですから構造的にはEXP.ｊを設けなければいけない理由は見当たりませんね。

地方の条例等で定めているものがあれば、それに従う必要もあるかも？、事前に問い合わせしてみたらいかがでしょうか？。

kiサン

私もかなり大きい木造は手掛けましたが、エキスパンション
なんて取った経験は無いですね、よほど平面的に変形で
無い限りは要らないと思います、第一雨仕舞が大変・・・

>kiサン
>
>私もかなり大きい木造は手掛けましたが、エキスパンション
>なんて取った経験は無いですね、よほど平面的に変形で
>無い限りは要らないと思います、第一雨仕舞が大変・・・
皆さん、お疲れさまです。
きっと木造で５００�uを超えるからEXP.jを設けるようにしている
と思います。

みどりのタヌキサン

>きっと木造で５００�uを超えるからEXP.jを設けるようにしている
>と思います。

なるほど・・・ならば計算書付ければ問題無いのでは？
当方、最近は２階建て正規計算の依頼が多くなったです。

EXP.jをとるべきでしょうか。

スパ２件、構造設計中です、いずれも平屋でＸ方向８０ｍ〜１３０ｍありますが、ＥＸＰ。Ｊは考えていません、防火区画で切らねばならないところは切りますが、基本的にはＥＸＰ．Ｊはなしです、なぜならＲＣ、Ｓ造と異なり、木造平屋の場合、屋根水平面は火打ち梁のみなので、床（屋根）剛性はほとんど”０”に近い故、それぞれの部位でそれぞれ動きますので全体としては、フニャ、フニャになり（木造はその変位等を吸収する力があります）、それぞれの部位で耐える構造としていますので、特にＥＸＰ。Ｊを必要としない理由です．

図面より、ｋｉｋｕｒｉ、入力スパン数オーバーです、皆さんどうされていますか。

知ってるから質問できると思ってました。(^^ゞ
今日はｼｬｯｷﾝ鳥が来る日なので、隠れたり出てきたり・・・。

>きっと木造で５００�uを超えるからEXP.jを設けるようにしている
>と思います。

鶏小屋を５００m2以下にして２棟建てたことがありました。
２００m2のＳ倉庫をEXPJでつないで５棟建てたという話を聞いたことも・・。

喰えないサン

>鶏小屋を５００m2以下にして２棟建てたことがありました。
>２００m2のＳ倉庫をEXPJでつないで５棟建てたという話を聞いたことも・・。

そりゃぁ、エキスパンと言うより別棟では無いのぉ？（笑）

>そりゃぁ、エキスパンと言うより別棟では無いのぉ？（笑）

接続部分に壁がないので別棟になりません・・・。
エキスパンションは、変形に追随しやすいタキロンがよいかも。(^^ゞ

たしか木造で５００�u超えはルート１で設計できないはずです。
だからＥＸＰ．Ｊは必要だと思います。

>みどりのタヌキサン
>
>>きっと木造で５００�uを超えるからEXP.jを設けるようにしている
>>と思います。
>
>なるほど・・・ならば計算書付ければ問題無いのでは？
>当方、最近は２階建て正規計算の依頼が多くなったです。

>たしか木造で５００�u超えはルート１で設計できないはずです。

えっ！５００�u超えはルート１はできない！そんなばなな！！！

今スパ２件計算中なのに、告示１７９０号に木造の場合の面積規定はありません、Ｓ造と勘違いされているのでは.......
偏心率が０．３---->０．１５になるだけですが、でも満足させるのはしんどいです......

皆さんありがとうございます。
大変勉強になりました。

たかおさんの

>たしか木造で５００�u超えはルート１で設計できないはずです。
>だからＥＸＰ．Ｊは必要だと思います。

2号建物の場合軒高9ｍ以下かつ高さ13ｍ以下であれば
令82条の2,3は免除されるのではないでしょうか。
木造軸組工法の許容応力度設計の構造計算ルートでは
そう読み取れるのですが。
間違っていたら教えてください。

>>たしか木造で５００�u超えはルート１で設計できないはずです。
>
>えっ！５００�u超えはルート１はできない！そんなばなな！！！
>
>今スパ２件計算中なのに、告示１７９０号に木造の場合の面積規定はありません、Ｓ造と勘違いされているのでは.......
>偏心率が０．３---->０．１５になるだけですが、でも満足させるのはしんどいです......

本当ですね。混乱させてごめんなさい５００�u越は入っていませでした。２号建築物はＮＧとの固定概念があって・・・・法令集よく読んで勉強します。

やっとすっきりしました。
ありがとうございました。

ochaochag3さんが聞かれていたように、KIZUKURIでは
スパンが足りないので、私はやはり建物を分けて
検討しています。

今回も計算書がどのくらいの厚さになるのか。
最近は計算書も省けなくなってきたし・・・。

130ｍなんて建物は柱も数えきれないでしょうね。
変更なんてあったらうんざりしてしまいそうです。

S造の方が、柱の本数が少ない分だけ楽なのに、
木造の方が設計料が安いのはなぜなのか。
（私だけでしょうか。）
淡々とやるしかないですね。
又、なにかあったらお願いします。

>ochaochag3さんが聞かれていたように、KIZUKURIでは
>スパンが足りないので、私はやはり建物を分けて
>検討しています。

少し足りないときは構造に影響のないところの柱間隔1800を3600に跳ばして計算したことがあります。
壁（すじかい）のある通りを跳ばすと偏心率に影響がありますので、筋交いの無い通りを跳ばします。・・・でも、１３０mは無理かも。
梁が大きくなりますが、別途検討しておきます。

>あの〜、
>鉄骨造の６７はＲＣ造ではありませんか？

あっ、本当だ。
すいません、近いうちに直しておきます。

必要保有耐力の偏心率による割増もＤｓによる低減も、もちろん
建築基準法を準拠したものです。しかし、確かに工学的にと言うと
やや根拠が薄いと言わざるを得ない数値です。

建築では１．５倍しとけば大丈夫と言う根拠の無い理屈があります。
そこで偏心率が０．３０を超えるものは滅茶苦茶バランスが悪いけど
１．５倍しとけば良いか。偏心率が０．１５以下はバランスが良いから
割増は必要ない。その間は直線的に決めるかみたいな。

Ｄｓによる低減もほとんど建物については工学的にあっていますが、
変わった形状になると合わなくなってしまいます。この事は善良な構造設計者なら判っており、建物ごとに適切な対応をしています。

>国交省のやり方には腹に据えかねる物があるため、ご教授下さい

　おっしゃることに、同感いたします。
　しかし、建築基準法とは、その基準を満たせばどんな地震に対しても安全であることを保証したものではないと私は思っています。すべての建築物に安全性を確保するために建設費にコストを掛け過ぎることや、詳細な構造計算（ＦＥＭや時刻歴応答解析や私も知らない複雑な解析方法）を強制することは国民全体に負担をかけることになります。
　国が定める最低限の基準である建築基準法を満たすことは必要ですが、最低限の基準以上の建築物を建築することを認めていないわけではありません。剛性率・偏心率で不安があれば、最低限の基準にこだわらず、より詳細な検討をされることを法が否定しているものではありません。誤解のないようお願いします。

ＦＳは、2倍までじゃないの？

>やや根拠が薄いと言わざるを得ない数値です。
>>建築では１．５倍しとけば大丈夫と言う根拠の無い理屈があります。


本当ですか？
自然科学の範囲を法律で設計者と所有者にできるだけ負担にならないように（設計行為として成り立つように）線引きしているワケだから曖昧さがあって当然です。ただ、工学的根拠に薄いとかいっちゃうと何もかもになってしまいますが・・・。

偏心率の１．５倍の話などは学会の保有耐力と変形性能の本に載っています。法と文献との比較グラフもあります。まあ、良い線かと。脚注の文献は読んでいませんが。

初期剛性から求まる偏心率を弾塑性状態に採用するわけですからそこにも法律的な丸めがあります。

また、最近は立体弾塑性解析しますのでねじれて塑性率の大きい部材は目で分かります。それだけ変形性能が必要だということです。設計者は急激に耐力低下を起こさないようにそこに気を使います。変形性状もねじれたなりに解析しているのでFeの割り増しは必要ないという「設計の裏技」を思い出しましたが＾＾；

昔はFsも１．５倍まででしたね。

「工学的根拠に薄い」というと、激しく誤解を招きそうな希ガス･･･

国交省の肩を持つ訳ではないですが、momoさんの仰るとおり、工学的にはそこそこいい線を狙ってると思いますし、そこに至るまでの理論的アプローチは誰が見ても納得し得るものです。
DsにしろFesにしろ、単に難しい問題を頭のいい学者さんが「単純で大雑把」なものにしてくれただけってことです。

ところで、渦中のマンションに対する国交省の対応と、耐震規定の工学的根拠とは、何か関係があるのでしょうか？

誤解を受けるような発言をしました事をお詫びします。

建築物の設計にはどうしても不確定な要素が多く、これを補うために
安全率等があり、また、現実的に世の中の設計者が対応可能な設計方法
として偉い先生達が考えた現在の設計法がある訳で“工学的に根拠が薄い”
との表現は不適切でした。
（私も限界耐力設計も応答解析もした事が無い未熟な設計者ですが。）

只、このようにやはり不確定な要素が多少はある基準の中でいきなり

『あなたの建物のQu/Qunは0.80ですとか、0.50です。』とか、言われた
人の気持ちはどうでしょうか？

保有耐力ではＮＧだけど、限界耐力ならＯＫ？

国土交通省も様々な方法で検討して、もっと丁寧な対応をすべきだった
と思います。

国土交通省は住民の安全や気持ちより、建築基準法と言うシステムを
守る事の方が大切なのかと思わざるを得ません。

さきの基準法改正の時の講習会で限界耐力設計法の説明の際に保有耐力
設計法と比較し、国土交通省の人がしきりに保有耐力計算法の妥当性を
強調していたのが印象に残っています。

ＤＯＳ版を使っていた感想ですけど、使いにくい。
版解析もあるけど、シェルやﾌﾗｯﾄｽﾗﾌﾞは、使うこと無いし・・・
Ｓ造の平面解析、立体解析やるには、ﾌﾘｰｽﾄﾗｸﾁｬｰが、使いやすいです。

返事ありがとうございます。

>ＤＯＳ版を使っていた感想ですけど、使いにくい。
>版解析もあるけど、シェルやﾌﾗｯﾄｽﾗﾌﾞは、使うこと無いし・・・
>Ｓ造の平面解析、立体解析やるには、ﾌﾘｰｽﾄﾗｸﾁｬｰが、使いやすいです。

今回のバージョンアップで入力しやすくなるとの宣伝ですの実際どうなのかなぁ〜と使用者の感想を知りたかったのです。
キャンペーン期間は明日までなので、迷っています。
ＲＣの立体トラス階段への使用を考えています。

>キャンペーン期間は明日までなので、迷っています。
こちらも、ＤＯＳからの乗り換えで３．８万円と来てますが
ＤＯＳ版でさえ、元が取れなかった・・・・・・
40万円ほど損しました。

>ＲＣの立体トラス階段への使用を考えています。
辞めといた方が良いです。こちらの市営住宅で、真似した物件が
ヒビだらけ・・・・・松井博士みたいな、権威がやるには
良いかも知れませんが。素人が、手を出すと痛い目に遭います。

>Ｓ造の平面解析、立体解析やるには、ﾌﾘｰｽﾄﾗｸﾁｬｰが、
>使いやすいです。

確かに簡単な形状の解析は使いやすいです＞Ｆ．ストラクチャー
欠点は組み合わせ条件が最大４なこと、クレーンなどが
有ればとても足りません、最低１０は必要、目下計算中
ですが、途中からＦＡＰに変えるのも面倒（泣）。。。