Taro-ＨＰ掲載用（ＷＲＣ造）0904

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―――混構造の壁式鉄筋コンクリート造部分の構造計算（例）について―――

２００９年３月平成１９年の建築基準法の改正により、省令第１条の３による設計図書の省略できる旨の規定が廃止され、混構造の木造部分、コンクリート造部分とも構造計算書の添付が必要と規定されました。また、昭和５５年建設省告示第１７９０号（特定建築物の規定）が全面改定され、平成１９年５月１８日付け告示第５９３号により、構造計算適合性判定の対象となる建築物が規定されました。以下の構造計算は、構造計算適合性判定の対象とならない１階が壁式鉄筋コンクリート造（以下、ＷＲＣ造と表記する。）、２～３階木造の混構造の建築物について、設計者が簡便に混構造のＷＲＣ造部分の構造計算書を作成できるように計算例を示し解説したものです。なお、木造部分の構造計算については「３階建混構造住宅の構造設計の手引き（発行(財)日本、」住宅・木材センター：平成１７年１月）等を参照してください。混構造の壁式鉄筋コンクリート造部分の構造計算の流れ ① 設計条件及び構造計算の方針によりＷＲＣ造部分の壁断面及び配置を決定Ｐ２ ② Ｘ方向、Ｙ方向ごとに標準壁量 120(㎜／㎡)のチェックＰ８ ③ 固定荷重と積載荷重Ｐ９ ④ 地震力の算定Ｐ１０ ⑤ 風圧力の算定、施行令第 46 条による壁量計算Ｐ１２ ⑥ 壁厚・壁量・壁率の算定Ｐ１３ ⑦ 軸力の算定Ｐ１５ ⑧ 重心の計算Ｐ１８ ⑨ 剛心の計算（ねじれ補正係数の算出）Ｐ１９ ⑩ 応力計算Ｐ２１ｍ㎡)以下となる）（一般的には、標準平均せん断応力度は、0.2(Ｎ/ ⑪ 壁ばりの設計Ｐ２５ ⑫ 標準断面の許容応力度及びはりの検定値Ｐ２７（計算結果によっては、標準断面の変更が必要となる） ⑬ 耐力壁の補強筋及び壁配筋図Ｐ３１ ⑭ スラブの設計Ｐ３２ ⑮ 基礎の設計Ｐ３４ ⑯ 基礎ばりの設計Ｐ３７ ⑰ 標準断面の許容応力度及びはりの検定値Ｐ３８（計算結果によっては、標準断面の変更が必要となる） ⑱ はり及び基礎の配置（配筋図）Ｐ４１

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―――混構造の壁式鉄筋コンクリート造部分の構造計算（例）―――

これは、１階が壁式鉄筋コンクリート造（以下、ＷＲＣ造と表記する。）、２～３階木造の混構造の建築物について、設計者が簡便に混構造のＷＲＣ造部分の構造計算書を作成できるように計算例を示し解説したものです。基本的には、構造計算書の作成の流れにしたがって、断面の決定まで行いますが、断面の決定等にあたっては、想定断面に対して応力が許容応力度を超えないことを確認することにより、断面を決定します。なお、２階部分の軸組の下部には、耐力壁を配置することにより、地震力を地盤にスムーズに伝えることを基本としますので、軸組と１階部分の耐力壁の配置の関係には、注意が必要です。基本的な断面寸法と配筋 900以上 180 450 壁ばり配筋 2 D16 上端・下端筋共 -D10 @200 あばら筋 -□-3,500 腹筋 2 D10 -D10@1000 以下幅止め筋壁配筋出隅部分開口部端 3 D16 1 D13- - 2 D16 -180 断面 D10@200 縦・横筋共任意ＧＬ地中ばり配筋 2 D16 上端・下端筋共 -D10 @200 凍結あばら筋 -□-深度腹筋 2 D10 @300- ( 以内) 埋め戻し D10@1000 以上幅止め筋 180

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設計条件及び構造計算の方針 ① 耐力壁の実長は、９０㎝以上を基本とします。・耐力壁の実長は４５㎝以上、かつ同一の実長を有する開口部高さの３０％以上と規定されています。 ④で解説するとおり、２階に配置する木造の軸組の下部（一階部分）には、耐力壁を配置しますので、９０㎝以上を基本とします。：耐力壁の長さ L1 ：同一長さを有する部分の高さ H1 H1 H1 L1 L1 ② 耐力壁の開口部の寸法は、モルタル充填分の寸法を考慮します。・開口部高さは「ドアの高さ＋枠」にモルタル充填分の「のみこみ」を５㎝程度を考慮する、必要があるので「ドアの高さ＋枠」が２０５㎝だと開口部高さは、２１０㎝で①の解説に、あるように３０％の６３㎝以上の耐力壁の実長が必要となります。・開口部の幅は「ドアの幅＋枠」にモルタル充填分の「のみこみ」を両側に５㎝程度を考慮、する必要があるので「ドアの幅＋枠」が１００㎝だと開口部幅は、１１０㎝となります。、 ③ 耐力壁の交差部のうち、出隅、入隅部分は、Ｌ形、Ｔ形あるいは十字形とします。・耐力壁（はり）で囲まれた構面は、四角形とし平面計画は、その四角形の組み合わせです。また、耐力壁の交差部（出隅、入隅部分）は、Ｌ形、Ｔ形あるいは十字形とします。平面計画の基本型構面が四角形で構成点線部に耐力壁、されないため不可壁ばりの配置が必要 2,000 2,000 2,000 2,000 2,000 2,000 ＲＣ造で床剛性が確保されているため構面のずれは２ｍまで許容

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交差部の基本型可可不可不可入隅がＴ形なので可入隅がＬ形なので可出隅部分がＬ形でないため不可不可不可ＡＡ不可Ｂ耐力壁による構面が構成されないこと、配筋も困難なことからこの計算例では不可とします。Ａ部分の例Ｂ部分の例可となる配置Ｔ形が基本だが最低、Ｉ形、Ｌ形の配置が必要 ④ ２階に配置する木造の軸組の下部（一階部分）には、耐力壁を配置し、開口部としない。立面計画の基本型 3F 3F 2F 2F 1F 1F 木造部分の中央の軸組からＲＣ造の壁ばりに地震時の応力が生じるため、点線部分に耐力壁を配置することが基本（設置しない場合は、断面算定時に木造部分の軸組からの応力を考慮） 3F 3F 2F 2F Ａ部分Ｂ部分 1F 1F 立面計画上、支障ない２階の軸組からの応力が壁ばりに入らず耐力壁に入るため、立面計画上、支障ない

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⑤ 応力の算出は、木造軸組の応力計算と同様に、柱の芯寸法で算出します。・正式には、ＲＣ部分の実際の長さを算出して壁量、応力計算等を行いますが、簡便に算出するため、柱芯（壁芯）寸法で算出することとします。なお、構造計算上は安全側となります。 180 上記、③Ａ部分の平面の概略図 180 Ｘ方向のＲＣの耐力壁長さを 910 柱芯のとして応力計算を行う 1,090 910 180 上記、③Ｂ部分の平面の概略図 180 ＲＣ部分開口部と仮定 1,100 「窓の幅＋枠」に両側50（①参照） 360 360 910 1,820 Ｘ方向のＲＣの耐力壁長さを 1,270 として応力計算を行う 1,270 ⑥ 設計にあったっての注意事項 □ 木造と鉄筋コンクリート造を併用する建築物は、平成19年6月20日に施行された国交省告示第593号の3号及び4号に規定され、高さが13m以下で、かつ、軒の高さが13m以下、延べ面積が500㎡以下の場合、構造計算適合性判定が不要とされていますので、告示の範囲での設計とします。 □ 設計者の資格は、建築士法第3条により、延べ面積が300㎡を超える場合は、一級建築士でなければ設計できません。延べ面積が300㎡以下の場合のみ二級建築士で設計可能です。

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⑦ 地震力による曲げモーメント、せん断力の算出の基本１耐力壁・壁ばりとも見付け幅の中心線にラーメンの軸線を想定する。２壁には、断面積に平均せん断応力度 τ （Ｎ／ｍ㎡）を乗じた水平力がかかる。３地震力による耐力壁の上下端節点曲げ応力は反曲点高比（ｙo＝0.6)による。４耐力壁の応力につり合うように壁ばりの節点曲げモーメントを求める。（はりのせいが同一で左右のスパンも同一の場合は、１／２づつ負担、はりのせいが同一で左右のスパンが異なる場合は、スパンの逆数比により配分する）。５はりのせん断力を求め、開口部端の梁のフェースモーメント（以下ＦＭと表記）を求める。計算の順番 ①柱せん断力 → ②柱頭Ｍ・柱脚Ｍ → ③梁Ｍ → ④梁せん断力 → ⑤梁ＦＭ MB ③梁 ( ) ( ) ①柱せん断力＝ τ ×壁柱の断面積 ( ) ( ) ③梁MA ③梁MC ②柱頭Ｍ１＝①柱せん断力×ｈ×( －ｙ )1 o 0.4 ＝①柱せん断力×ｈ× M1 M3 ②柱頭 ②柱頭 o ｈ ①柱せん断力 ⇒ ⇒ ⇒ ②柱脚Ｍ２＝①柱せん断力×ｈ×ｙ 2 M4 0.6 ②柱脚Ｍ ②柱脚＝①柱せん断力×ｈ× ME ③梁 MA M1 ( ) ( ) ③梁＝②柱頭 MD M2 ③梁＝②柱脚 MB MC 3 2 ③梁＝梁＝②柱頭［Ｍ］÷ （左右のスパン（梁の剛性）が同一の場合） ( ) ( ) MD MF ME MF M4 2 ③梁 ③梁 ③梁＝梁＝柱脚 ÷ （左右のスパン（梁の剛性）が同一の場合） MB ③梁 ( ) (FM2) Q1 ④梁せん断力 Q1 MA MB L0 ④梁せん断力＝(梁＋梁 ) ÷ ( ) (FM1) ③梁MA ③梁MC ⑤梁ＦＭ FM MA Q1 L1 2 梁１＝梁－梁せん断力 × ÷ L1 L2 FM MB Q1 L2 2 L0 梁２＝梁－梁せん断力 × ÷

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平面プランは、(財)日本住宅・木材技術センター、平成１７年１月発行の「３階建混構造住宅の構造設計の手引き」のプランＡを参照としています。ただし、２、３階の木造部分の準耐力壁については、配置上、省略しています。また、１階のＷＲＣ造部分の耐力壁は「設計条件及び構造計算の方針」により、配置しています、ので、プランＡの１階の平面図とは、一部合致しません。 ○ 平面計画 A B C D E F G A B C D E F G 4,095 4,095 910 910 455 455 910 910 910 455 455 910 455 455 11 11 910 910 10 10 9 9 8 8 7 7 9,100 9,100 6 6 5 5 4 4 3 3 2 2 910 910 1 1 ３階耐力壁２階耐力壁：耐力壁：耐力壁：外壁（延べ長さ26.39ｍ）：外壁（延べ長さ26.39ｍ）：内壁（延べ長さ10.01ｍ）：内壁（延べ長さ10.01ｍ） A B C D E F G 4,095 910 910 455 455 910 455 11 910 10 9 8 7 9,100 6 5 4 3 2 910 1 １階耐力壁：耐力壁：外壁ＲＣ（延べ長さ26.39ｍ）：内壁ＲＣ（延べ長さ 8.19 ｍ）：内壁木造（延べ長さ10.01ｍ）

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○ 立面計画 910 910 600 600 10 3.5 桁上端 2,800 梁上端 9,000 2,800 土台上端 3,400 基礎上端 300 ○ 耐力壁及び開口部長さ A B C D E F G 4.095 910 910 455 455 910 455 Ｙ方向寸法Ｙ方向寸法バルコニー（２Ｆ） 910 910 1365 11 910 1,820 910 10 ( ) ( ) 9 1,820 8 6,370 2,275 7 9.100 1,820 1,820 6 ( ) （） ( ) 5 910 910 2,275 910 910 4 ( ) 3 1,820 ( ) 2 1,820 910 910 1,365 910 1 ( ) 910 1,820 910 Ｙ方向１階耐力壁：耐力壁、長さＸ方向：はり（開口部幅）＊設計時には、手戻りがないように壁の配置がほぼ決まった段階で、Ｘ方向、Ｙ方向ごとに標準壁量120(㎜／㎡)のチェックが必要。（詳細はＰ１３参照）

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○ 固定荷重と積載荷重・固定荷重（ＤＬ：施行令第８４条）（本構造計算書は、基本断面に対する許容応力度の検討を行うため、想定荷重が実際の建築物より大きくても、安全側の検討となる）。 10 N 3.5 10.59 ( ／㎡) 屋根勾配による割り増し屋根薄鉄板ぶき２００もや１００３００×１．０５９＝３１７⇒３５０天井１５０小屋組（はり）１５０６５０３階床仕上材（畳及び下地相当）３５０根太、大引１００床組（大梁含む）１５０天井１５０７５０別途積載荷重を加算２階床仕上材（畳及び下地相当）３５０ＲＣスラブ t=150 ３６００天井１５０４１００１階床モルタル t= 30 ６００ＲＣスラブ t=150 ３６００４２００ﾊﾞﾙｺﾆｰモルタル t= 30 ６００ＲＣスラブ t=150～180 ４０００４６００外壁外部仕上６００ (2,3階) 軸組１５０内部仕上１５０９００（開口部も同荷重）外壁外部仕上６００ ( 階)1 ＲＣ壁 t=180 ４４００内部仕上１５０５１５０（開口部も同荷重）内壁ＲＣ壁 t=180 ４４００ (１階ＲＣ) 仕上（両面）３００４７００（開口部も同荷重）内壁仕上（両面）３００（１階内部の木造軸組１５０４５０間仕切りも同荷重）ﾊﾞﾙｺﾆｰてすり（立ち上がり共）１０００（Ｎ／ｍ）・積載荷重（ＬＬ：施行令第８５条）住宅の居室として、上記の床の固定荷重に加算する。・積雪荷重垂直積雪量１００㎝を想定（建設地の垂直積雪量で設計してください） 100 30N/ 70% 35% 単位重量多雪区域内（㎝以上）積雪１㎝あたり㎡常時荷重地震時 100 20N/ 100% 50% 多雪区域外 ( ㎝未満）積雪１㎝あたり㎡常時荷重地震時１００㎝ ⇒ 常時荷重 2100Ｎ／㎡地震時 1050Ｎ／㎡＊屋根用、バルコニー用のＬＬとして算入する。なお、屋根勾配の低減は行わない。

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・設計用荷重表（Ｎ／㎡）階別部位固定荷重ＤＬ積載荷重ＬＬ合計(ＴＬ) 屋根用３５０２１００２４５０屋根小屋組用６５０２１００２７５０地震用６５０１０５０１７００床用７５０１８００２５５０３階軸組用７５０１３００２０５０地震用７５０６００１３５０床スラブ用４１００１８００５９００２階耐力壁・壁梁・基礎用４１００１３００５４００地震用４１００６００４７００床スラブ用４６００３９００８５００ﾊﾞﾙｺﾆｰ耐力壁・壁梁・基礎用４６００３４００８０００地震用４６００１６５０６２５０床スラブ用４２００５４００９６００１階床耐力壁・壁梁・基礎用４２００３９００８１００車庫地震用 ― ― ― （）＊１階が居室の場合は、２階床荷重と同等とし設計を行う。＊バルコニーの積載荷重（ＬＬ）は、居室（２、３階と同じ）のＬＬに積雪荷重のＬＬを加算する。・地震力の算定地震力算定寸法屋根平均高さ＊各階の地震力は、太破線 415 。で示す範囲の荷重を集計地震力算定寸法の半分に相当する荷重を上下階へ 2,800 2,800 分配する。 2,800 2,800 ＷＲＣ造部分の 9,415 応力計算用寸法 150 内壁算定用寸法 150 450 3,400 2,950 2,800 2,500 300 3,375 1,000 1,300 凍結深度＊以下

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単位（ｋＮ）・建物重量（地震力算定用）階項目単位重量×長さ・面積ＰｏＰ 1.70 kN/ 9.1+0.91 2 4.095+0.6 2 98.3 ３屋根 ( ㎡)×( × )×( × ) 0.90 kN/ 26.39 2.8 2 33.3 外壁 ( ㎡)× × ／ 0.90 kN/ 1.95 2 3.5 妻壁 ( ㎡)× (㎡)× (面) 0.45 kN/ 10.01 2.8 2 6.3 141.4 内壁 ( ㎡)× × ／ 1.35 kN/ 9.1 4.095 50.3 ２３階床 ( ㎡)× × 0.90 kN/ 26.39 2.8 2 33.3 ３階外壁 ( ㎡)× × ／ 33.3 ２階外壁同上 0.45 kN/ 10.01 2.8 2 6.3 ３階内壁 ( ㎡)× × ／ 6.3 129.5 ２階内壁同上 4.70 kN/ 9.1 4.095 175.1 １２階床 ( ㎡)× × 6.25 kN/ 4.095 0.91 2 46.6 ﾊﾞﾙｺﾆｰ ( ㎡)× × × (カ所) 1.00 kN/m 4.095+0.91 2 2 11.8 手すり ( )×( × )× (カ所) 0.90 kN/ 26.39 2.8 2 33.3 ２階外壁 ( ㎡)× × ／ 0.45 kN/ 10.01 2.8 2 6.3 ２階内壁 ( ㎡)× × ／ 5.15 kN/ 26.39 2.95 2 200.5 １階外壁 ( ㎡)× × ／ RC 4.70 kN/ 8.19 2.80 2 53.9 １階内壁( ) ( ㎡)× × ／ 0.45 kN/ 10.01 2.80 2 6.4 533.9 １階内壁(木) ( ㎡)× × ／ Q i = Z Rt Ai Co i = 0.18 Rt Ai i E ・・・・∑Ｗ・・・∑ＷＣo = 0.2 Z = 0.9（地震地域係数：地域により0.8 0.9 1.0、、を選択）Ｔｈ(= 0.02+0.01α) ｈ：当該建築物高さ（ｍ）＝屋根平均高さで算定 α：当該建築物のうち柱及びはりの大部分が木造又は鉄骨造である階（地階を除く）。の高さの合計のｈに対する比 = 6.165 9.415 = 0.654 α ／ = 0.02+0.01 = 9.415 0.02+0.01 0.654 = 0.24 0.6 Rt = 1.0 Ｔｈ( α) ( × ) ＜ (第２種地盤) ⇒ i = 1+ 1 i i 2 1 3T Ａ｛( ／√α ) －α ｝× Ｔ／＋ α ：建築物のＡを算出しようとする高さの部分が支える部分の固定荷重（ＤＬ）とi i 積載荷重（ＬＬ）の和を当該建築物の地上部分の固定荷重(ＤＬ）と積載荷重（ＬＬ）との和で除した数値 0.24 2 1 3T = 2 0.24 1 3 0.24 = 0.279 Ｔ：上記で求めた数値（）Ｔ／＋ × ／＋ × 階Ｗ (i kN) ∑Ｗ (i kN) αi Ａi Ｃi E Ｑ (i kN) E Ｑ i／1.96 m( ) （）（0.18Ai）木造軸組必要壁量 141.4 141.4 0.267 1.465 0.264 37.3 19.1 ３ 129.5 270.9 0.511 1.248 0.225 60.9 31.1 ２１階の重量を２階重量の２倍として∑Ｗを求め、１ 259.0 529.9 1.0 1.0 ⇒ i α を算出して２、３階の地震力を求める。i 533.9 804.8 1.0 1.0 0.18 144.9 １

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参考：１階の重量を２階重量の２倍として算出しない場合１階が鉄筋コンクリートの場合、他の構造と同じように耐震計算を行うと、１階部分の重量が大きくなるので、２・３階の層せん断力係数の分布係数Ａが大きく（下記の算出例を参照）i なり、２・３階部分を必要以上に強く設計しなければならないことになる。そこで、地震力の計算は１階部分の重量が２階部分の重量の２倍を超える場合は、２階部分の重量の２倍を１階部分の重量とみなして、２・３階のＡを求めて行うこととしている。i （３階建混構造住宅の構造設計の手引き」Ｐ２６を参照）「なお、２階部分の重量の２倍を１階部分の重量とみなして、２・３階のＡを求めますが、i １階の地震力算定の対象となる重量は、低減できません。階Ｗ (i kN) ∑Ｗ (i kN) αi Ａi Ｃi EＱ (i kN) E Ｑ i／1.96 m( ) （0.18Ai）（木造軸組必要壁量） 141.4 141.4 0.176 1.616 0.291 41.1 21.0 ３ 129.5 270.9 0.337 1.387 0.250 67.7 34.6 ２ 533.9 804.8 1.0 1.0 0.18 144.9 １、。＊前述の地震力必要壁量より大きくなる・風圧力の算定施行令第８７条及び平成１２年告示第１４５４号により算出。（略）地震力と風圧力の比較検討を行う。１階のＷＲＣ造部分は、一般的に地震力によって決定される。・施行令第４６条による壁量計算（略）、。木造部分の壁量のチェックのため算出し地震力と風圧力による必要軸組との比較検討を行う（木造部分の計算書に記載するため、ＷＲＣ造の計算書自体には不要）。

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○ 壁厚・壁量・壁率の算定・壁厚の検討平成13国土交通省告示第1026号により、ＷＲＣ造の耐力壁の厚さは、地階を除く階数が３以上の建築物の１階は、18㎝と規定されているため、２、３階は木造であるが 18 ㎝とする。また「壁式鉄筋コンクリート造設計施工指針」による構造耐力上主要な鉛直支点間距離の、チェックを行う。なお、階高は3.5mが限度と規定されている。ｔo =ｈ／22 = 2950／22 = 134mm ⇒ 18㎝であるため支障ない。ｈ：構造耐力上主要な鉛直支点間距離（１階床スラブから２階床スラブまでの距離）・壁量の検討検討階の床面積は上階にバルコニーや廊下・連続した庇等がある場合は、当該面積の１／２を加算する。壁量・壁率算定用床面積（㎡） × ＋ × × ÷ ＝㎡ 4.095 9.100 4.095 0.91 2 2 40.99 A B C D E F G 4.095 １階耐力壁：耐力壁、長さ 910 910 455 455 910 ：はり（開口部幅） 455 Ｙ方向寸法Ｙ方向寸法バルコニー（２Ｆ） 910 910 1365 2.275 11 ⇒ 910 1,820 910 10 ( ) ( ) 9 1,820 8 6,370 2,275 2.275 7 ⇒ 9.100 1,820 1,820 10.465 6 ( ) 910 910 3.185 5 （） ( ) ⇒ 2,275 910 910 4 ( ) 3 1,820 ( ) 2 1,820 910 910 1,365 910 2.730 1 ( ) ⇒ 910 1,820 910 ⇒ ⇒ Ｙ方向 7.280 4.550 11.830 Ｘ方向

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床面積(㎡) 壁長(㎜) 壁量(㎜／㎡) 判定標準壁量(㎜／㎡) 告示による低減Ｘ方向 40.99 10,465 255 ≧可 120 ― Ｙ方向 40.99 11,830 288 ≧可 120 ― 告示による低減：標準壁量は、地震地域係数Ｚによる低減及びコンクリートの設計基準強度がＮを超える場合の低減（β √ ／）が可能、ただし低減後の壁量は、 18 = 18 Fc ㎜／㎡が限度【 ×Ｚ×β≦ ㎜／㎡】 70 。 120 70 ＊設計時には、手戻りがないように壁の配置がほぼ決まった段階で、Ｘ方向、Ｙ方向ごとに標準壁量120(㎜／㎡)のチェックが必要。標準壁量を満足していれば、次にチェックするルート１の壁量の検証は、ほぼ問題がない。・告示第１第三号の検証（ルート１の壁量の検証）平成13 国土交通省告示第1026 号第１第三号で定める規定（平成19国土交通省告示第 593号第二号イを満たすもの）の検証 2.5αＡｗ≧ ZＷAi α ：コンクリートの設計基準強度が18Ｎを超える場合の割り増し係数（α＝√Fc／18、ただし√2が限度）Ａｗ：耐力壁の水平断面積（ｍ㎡）Ｗ：Ｚ（地震地域係数）（） Z Ai × 当該階が支える建物重量 ×Ai =1.0 (地震力算定時の１～３階の重量を加算したもの) 【地震力の算出を参照：１階部分の地震力の５倍となる(Co=0.2 を乗じない数値のため)】壁長壁厚壁面積 α 2.5αＡｗ判定 ZＷAi kN( ) (× ｍ㎡) (㎜) (㎜) 103 10,465 180 1883 1.0 4708 724.3 Ｘ方向 ≧可 11,830 180 2129 1.0 5322 724.3 Ｙ方向 ≧可

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○ 軸力の算定一般的には、１階の耐力壁の配置にあわせて構面のスパンごとに算出するが、この設計例では、階ごとに全体の軸力を算出し、建築物全体の重量を算出する。この荷重は、ねじり補正の重心位置の算定時、基礎の断面算定時に使用する。なお、基礎の算定時には、１階の床面積の負担割りあいに応じた軸力が生じるものとして算定するが、１階部分に車庫を設置する場合は、積載荷重が異なるので別途検討が必要となる。・設計用荷重表（再掲）算出に使用する荷重は、小屋組用、軸組用、耐力壁・壁梁・基礎用となる。（Ｎ／㎡）階別部位ＤＬＬＬＴＬ屋根用３５０２１００２４５０屋根小屋組用６５０２１００２７５０地震用６５０１０５０１７００床用７５０１８００２５５０３階軸組用７５０１３００２０５０地震用７５０６００１３５０床スラブ用４１００１８００５９００２階耐力壁・壁梁・基礎用４１００１３００５４００地震用４１００６００４７００床スラブ用４６００３９００８５００ﾊﾞﾙｺﾆｰ耐力壁・壁梁・基礎用４６００３４００８０００地震用４６００１６５０６２５０床スラブ用４１００１８００５９００１階耐力壁・壁梁・基礎用４１００１３００５４００ (一般床) 地震用４１００６００４７００床スラブ用４２００５４００９６００１階床耐力壁・壁梁・基礎用４２００３９００８１００車庫地震用 ― ― ― （）＊１階が居室の場合は、２階床荷重と同等とし設計を行うため、１階床荷重を追加。

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・軸力の算定軸力算定寸法屋根平均高さ＊各階の軸力は、太波線で 415 示す範囲の荷重を集計。基礎部分は、１階床荷重を算出し、基礎自重は 2,800 2,800 別途計算する。 2,800 2,800 ＷＲＣ造部分の 9,415 応力計算用寸法 150 内壁算定用寸法 150 450 3,400 2,950 2,800 2,500 300 3,375 1,000 1,300 凍結深度＊以下地震力の算定表の単位重量を軸組用に修正し、１／２づづ加算していた壁重量を階ごとに集計。

(17)

・軸力用荷重単位（ｋＮ）階項目単位重量×長さ・面積重量軸力 2.75 kN/ 9.1+0.91 2 4.095+0.6 2 159.0 ３屋根 ( ㎡)×( × )×( × ) 0.90 kN/ 26.39 2.8 66.5 外壁 ( ㎡)× × 0.90 kN/ 1.95 2 3.5 妻壁 ( ㎡)× (㎡)× (面) 0.45 kN/ 10.01 2.8 12.6 241.6 内壁 ( ㎡)× × 平均重量 6.5kN/㎡ 241.6 ３階 2.05 kN/ 9.1 4.095 76.4 ２３階床 ( ㎡)× × 0.90 kN/ 26.39 2.8 66.5 ２階外壁 ( ㎡)× × 0.45 kN/ 10.01 2.8 12.6 155.5 ２階内壁 ( ㎡)× × 平均重量 4.2kN/㎡ 397.1 ２階 5.40 kN/ 9.1 4.095 201.2 １２階床 ( ㎡)× × 8.00 kN/ 4.095 0.91 2 59.6 ﾊﾞﾙｺﾆｰ ( ㎡)× × × (カ所) 1.00 kN/m 4.095+0.91 2 2 11.8 手すり ( )×( × )× (カ所) 5.15 kN/ 26.39 2.95 400.9 １階外壁 ( ㎡)× × RC 4.70 kN/ 8.19 2.80 107.8 １階内壁( ) ( ㎡)× × 0.45 kN/ 10.01 2.80 12.6 793.9 １階内壁(木) ( ㎡)× × 平均重量 21.3kN/㎡ 1191.0 １階 5.40 kN/ 9.1 4.095 201.2 201.2 Ｆ１階一般床（） ( ㎡)× × 平均重量 5.4kN/㎡ 1392.2 基礎軸力

(18)

○ 重心の計算、。この設計例では１階から３階まで同一スパンの平面であり整形であるため重心は図心と考える参考＊１階から３階まで同一スパンの平面でありプランが整形でない場合の重心の求め方Ａ・Ｘ方向の重心（原点からのＸ方向の距離） AX BX ＢＡの面積(重量)×Ｌ＋Ｂの面積(重量)×ＬＡの面積(重量)＋Ｂの面積(重量) AY Ｌ（、、、）ＬBY ＬAX ＬBXは原点からＡＢの図心までのＸ方向の距離原点Ａ図心Ｂ図心ＬBX ・Ｙ方向の重心（原点からのＹ方向の距離） AX Ｌ AY BY Ａの面積(重量)×Ｌ＋Ｂの面積(重量)×ＬＡの面積(重量)＋Ｂの面積(重量) （ＬAY、ＬBYは原点からＡＢの図心までのＹ方向の距離、、）＊２階、３階のプランが１階と異なる場合の重心の求め方（各平面の軸力は、固定、積載荷重とも異なるため、面積で算定できないので重量で算定。１階の場合は、１階の平均重量にそれぞれの面積を乗じて、Ａ１、Ｂ１の重量を算出）。３階平面２階平面１階平面 3 2 1 ＡＡＡ 1 Ｂ原点原点原点Ａ3図心Ａ2図心Ａ1図心Ｂ1図心 B1X Ｌ

A3X A2X A1X

ＬＬＬ

・Ｘ方向の重心（原点からのＸ方向の距離）

(Ａ3の重量Ｌ× A3X) (Ａ＋ 2の重量Ｌ× A2X) (Ａ＋ 1の重量Ｌ× A1X) (Ｂ＋ 1の重量Ｌ× B1X) Ａ3の重量Ａ＋ 2の重量Ａ＋ 1の重量Ｂ＋ 1の重量

・Ｙ方向の重心（原点からのＹ方向の距離）

(19)

○ 剛心の計算 A B C D E F G 4.095 910 910 455 455 910 2 Dx Y Dx Y･ Dx Y･ 455 910 1365 2.275 9.1 20.70 188.39 11 910 910 10 〃 9 〃 8 6,370 2,275 2.275 5.46 12.42 67.82 7 〃 1,820 6 〃〃 5 2,275 910 910 3.185 3.64 11.59 42.20 4 〃〃 3 〃 2 910 910 910 1 1,820 910 2.730 0 0 0 原点 10.465 44.71 298.41 Dy 7.280 4.550 11.830 Ｙ方向剛心 Ky = Dx Y･／Dx = 44.71／10.465 X 4.095 0 = 4.27 Dy X･ 29.81 0 29.81 Ｘ方向剛心 Kx = Dy X･／Dy = 29.81／11.830 Dy X･ 2 122.08 0 122.08 = 2.52 A B C D E F G 4.095 ・偏心距離 910 910 455 455 910 ｅx＝2.52－2.05 = 0.47 y 4.27 4.55 = 0.28 ｅ＝－ -455 ・ねじれ剛性 11 2 2 10 910 Ｊx = Dx Y･ -Dx×(Ky) 2 9 〃 =298.41 10.465- ×4.27 =107.6 8 〃 2 2 7 〃Ｊy= Dy X･ -Dy×(Kx) 2 6 〃 ( 方向X ,Y方向) = 122.08 11.830- ×2.52 K G G 2.05,4.55 =46.9 5 〃重心 ( ) 〃 ( ) 4 剛心K 2.52,4.27 x y = 154.5 3 〃Ｊ＋Ｊ〃 2 910 1 原点

(20)

・ねじれ補正係数 αx=1+ Dx( ･ｅy/Ｊx+Ｊ )Ｙy - Ｙ = 1 0.0190 y=1+ Dy x/ x+ y X α ( ･ｅＪＪ ) Ｘ = 1+0.0360 A B C D E F G 4.095 910 910 455 455 910 455 αx 1.092 1 0.0190 4.83 1.092 11 - ×(- )＝ 910 4.83 10 -〃 9 ( 方向方向) 8 〃 X ,Y K 2.52,4.27 1.19 1 0.0190 1.19 1.023 7 〃 ( ) - - ×(- )＝ 1.0 6 〃 K G 5 〃 0.63 1 0.0190 0.63 0.988 4 〃 - ×( ) ＝〃 3 〃 2 910 4.27 1 0.919 1 0.0190- ×(4.27) ＝ 0.919 原点 1.575 2.52 -1.0 y 0.943 1.091 α ×(- ) ×( ) 1+0.0360 1.575 1+0.0360 2.52 = 0.943 = 1.091 参考ＷＲＣ造（ルート１）ではチェック不要であるが、ねじれ補正係数を算出すれば、簡単に計算できるため、計画建物がどの程度、偏心しているのか参考のため、確認した方が良い。・弾力半径と偏心率 ex = x y Dx = 154.5 10.465 = 3.84 ｒ √Ｊ＋Ｊ／ √ ／ ey = x y Dy = 154.5 11.830 = 3.61 ｒ √Ｊ＋Ｊ／ √ ／ ex = y ex = 0.28 3.84 = 0.073 0.30 OK Ｒｅ／ｒ／ (参考値) ＜ ex = x ey = 0.47 3.61 = 0.130 0.30 OK Ｒｅ／ｒ／ (参考値) ＜

(21)

○ 応力計算・耐力壁の平均せん断応力度耐力壁の平均せん断応力度：τｗは【地震力（、 EＱ）／壁面積】で算出し、ねじれ補正i 係数の最大値による補正を行い、応力計算に用いる平均せん断応力度を方向別に決定する。なお「壁式構造関係設計規準集・同解説」では、耐力壁の標準平均せん断応力度は、、 0.2と規定されているので、参考としてください。壁長壁厚壁面積地震力 τｗねじれ補正採用する (㎜) (㎜) (×103ｍ㎡) Ｑ (Ｎｍ㎡) α 、α 平均せん E i / x y (kN) 最大値断応力度ｍ㎡) ① ② ①×② (Ｎ/ Ｘ方向 10,465 180 1883 144.9 0.08 1.092 0.087 ０．０９Ｙ方向 11,830 180 2129 144.9 0.07 1.091 0.076 ０．０８ A B C D E F G 4.095 910 910 455 455 910 455 Ｙ方向寸法Ｙ方向寸法バルコニー（２Ｆ） 910 910 1365 11 910 1,820 910 10 ( ) 〃 ( ) ＷＲＣ造部分の 9 1,820 〃応力計算用寸法 8 6,370 2,275 7 〃 1,820 1,820 6 〃 ( ) 910 910 450 5 〃（） ( ) 2,275 910 910 4 〃 1,820 2,500 3 〃 ( ) 1,820 3,375 2 〃 ( ) 910 910 1,365 910 1 ( ) 910 1,820 910 Ｙ方向 1,300 １階耐力壁：耐力壁、長さＸ方向：はり（開口部幅）

(22)

ｍ㎡）・Ｙ１通り（Ｘ方向 τ＝0.09Ｎ/ ( ) 2.730 1.365+1.82/2+0.91/2 (29.5×3.375×0.4) [(M1+ M2 /2.73) ] (14.7×3.375×0.4) M1=39.8kN m Q1=21.8kN M2=19.8kN m ②③ ･ ④ ②③ ･ FM1= 20.0 kN m FM2=9.9kN m ⑤ ･ ⑤ ･ (M1 Q1- ×1.82/2) (M2 Q1- ×0.91/2) ① ① 3.375 29.5 14.7 (M3 Q2- ×1.82/2) (M4 Q2- ×0.91/2) FM3= 29.9 kN m FM4=14.9kN m ⑤ ･ ⑤ ･ M3=59.7kN m Q2=32.8kN M4=29.8kN m ②③ ･ ④ ②③ ･ (29.5×3.375×0.6) [(M3+ M4 /2.73) ] (14.7×3.375×0.6) 180 180 1820 (1365) 910 =29.5kN =14.7kN ①Ｑ ①Ｑ (0.09(Ｎ/ｍ㎡)×180×1820) (0.09(Ｎ/ｍ㎡)×180×910) ｍ㎡）・Ｙ7通り（Ｘ方向 τ＝0.09Ｎ/ ( ) 2.960 1.820+2.275/2 (36.9×3.375×0.4) [M1/2.96] M1=49.8kN m Q1=16.8kN ②③ ･ ④ FM1= 30.7 kN m ⑤ ･ (M1 Q1- ×2.275/2) 3.375 ① 36.9 (M3 Q2- ×2.275/2) FM3= 46.0 kN m ⑤ ･ M3=74.7kN m Q2=25.2kN ②③ ･ ④ (36.9×3.375×0.6) [M3/2.96] 180 ( ) 2275 1820 =36.9kN ①Ｑ (0.09(Ｎ/ｍ㎡)×180×2275)

(23)

ｍ㎡）・Ｙ５通り（Ｘ方向 τ＝0.09Ｎ/ 2.500 M1=49.8kN m Q1=27.8kN M2=19.8kN m ②③ ･ ④ ②③ ･ FM1= 18.2 kN m FM2=7.2kN m ⑤ ･ ⑤ ･ ① ① 3.375 36.9 14.7 FM3= 27.2 kN m FM4=10.8kN m ⑤ ･ ⑤ ･ M3=74.7kN m Q2=41.8kN M4=29.8kN m ②③ ･ ④ ②③ ･ 180 180 2275 (910) 910 =36.9kN =14.7kN ①Ｑ ①Ｑｍ㎡）・Ｙ１１通り（Ｘ方向 τ＝0.09Ｎ/ 2.960 M1=19.8kN m Q1=16.8kN M2=29.8kN m ②③ ･ ④ ②③ ･ FM1= 12.2 kN m FM2=18.3kN m ⑤ ･ ⑤ ･ ① ① 3.375 14.7 22.1 FM3= 18.3 kN m FM4=27.6kN m ⑤ ･ ⑤ ･ M3=29.8kN m Q2=25.2kN M4=44.8kN m ②③ ･ ④ ②③ ･ 180 180 910 (1820) 1365 =14.7kN =22.1kN ①Ｑ ①Ｑ

(24)

ｍ㎡）・ＸA通り（Ｙ方向 τ＝0.08Ｎ/ 5.460 M1=17.7kN m Q1=25.9kN M2=123.8kN m ②③ ･ ④ ②③ ･ FM1= 5.9kN m FM2= 41.3kN m ⑤ ･ ⑤ ･ ① ① 3.375 13.1 91.7 FM3= 8.8kN m FM4= 61.8kN m ⑤ ･ ⑤ ･ M3=26.5kN m Q2=38.9kN M4=185.7kN m ②③ ･ ④ ②③ ･ 180 180 910 (1820) 6370 =13.1kN =91.7kN ①Ｑ ①Ｑｍ㎡）・ＸG通り（Ｙ方向 τ＝0.08Ｎ/ ＊はりのＭ③と③′は、柱頭のＭ②をスパンの逆数比で分配（柱脚も同様）（はり断面が同一なので、スパンの短い方に大きく分配される） ③ ③ ③′ ③′ ②柱頭Ｍ ②柱頭Ｍ = 0.45 0.55 = 0.58 0.42 ③：③′ ： ③：③′ ： 2.730 2.275 3.185 17.7 8.0 9.7 20.5 14.9 17.7 ②③ ③ ③′ ③ ③′ ②③ 9.4 13.3 10.2 ④ ④ ④ 17.7 35.4 ② ② 13.4 3.7 3.6 8.4 5.6 13.1 ⑤ ⑤ ⑤ ⑤ ⑤ ⑤ ① ① ① ① 3.375 13.1 13.1 26.2 13.1 20.1 5.5 5.5 12.6 8.4 19.5 ⑤ ⑤ ⑤ ⑤ ⑤ ⑤ Ｙ１ ②26.5 ②53.1 Ｙ１１ 14.1 20.0 15.3 ④ ④ ④ 26.5 11.9 14.6 30.8 22.3 26.5 ②③ ③ ③′ ③ ③′ ②③ 180 180 180 180 910 (1820) 910 (910) 1820 (1820) 910 =13.1kN =13.1kN =26.2kN =13.1kN ①Ｑ ①Ｑ ① Ｑ ①Ｑ

(25)

○ 壁ばりの設計長期 (Ｎｍ㎡)/ 短期 (Ｎｍ㎡)/ 基準強度剪断付着剪断付着ｆｔ曲げ材その他ｆｔ曲げ材その他Ｆ圧縮引張 w 圧縮引張 w 上端上端 (Ｎｍ㎡)/ ｆc ｆｔｆs ｆc ｆｔｆs SD295A 295 196 196 196 295 295 295 鉄筋 1.2 1.8 1.8 2.7 18 6 0.6 12 0. 9 コンクリート－－ (注 ) 鉄筋の長期許容応力度は下記による。1 建築基準法施行例第90条の（2 29mm以下の鉄筋、F/1.5≦215Ｎｍ㎡）/ 国土交通省告示第1794号（SD295Aの材料強度、F=295Ｎｍ㎡）/ ｆｔ ⇒ ≦ (Ｎｍ㎡) 可 L =F/1.5=295/1.5=196.7 196 215 / (注 ) コンクリートの長期許容応力度は国土交通省告示第2 1450号による。ただし、短期許容応力度(せん断、付着)は建築学会 RC 基準を参考に長期× 1.5 とする。 fs Fc/30=18/30=0.6 長期許容せん断応力度：＝（Fcが21を超える場合は、fs＝min.| Fc/30, 0.49+Fc/100 |( ) ） Fc 22.5 fa Fc/15=18/15=1.2 長期許容付着応力度（上端：）が以下の場合＝（Fcが22.5を超える場合は、fa＝0.9+2Fc/75) Fc 22.5 fa Fc/10=18/10=1.8 長期許容付着応力度（その他：）が以下の場合＝（Fcが22.5を超える場合は、fa＝1.35+Fc/25) ・壁ばりの長期荷重の算定Ｙ１通り１階1,365の開口部、２階床部分のはりの計算例 L0 =1.365 180 450 等分布で算出はり断面：Ｂ×Ｄ＝ × N/m L=L0+D/2=1365+450/2 （単位： ) 剛域を考慮し、開口部幅を =1590 床荷重床荷重 ( ㎡)× ＝ ( ) L/2 5,400 N/ 1.59/2 4,293 N/m (L/2幅の等分布加重で算定) Ｙ１梁自重梁自重 5,150 N/( ㎡)×0.45＝ 2,318 N/m( ) ﾊﾞﾙｺﾆｰ (１階外壁荷重) ﾊﾞﾙｺﾆｰ ( ㎡)× ＝ ( ) (手すり) 8,000 N/ 0.91 7,280 N/m L0 てすり ( ) L=L0+D/2 1,000 N/m スパンＬは、実開口L0に梁せいの小計 14,891 N/m( ) ⇒ 14.9 kN/m( ) Ｄの１／２を加算（左右にD/4）。固定端モーメントＣ＝WL /122

=

14.9×1.59×1.59/12＝ 3.14 kN m( ･ ) 中央モーメントＭ0＝WL /82 ＝14.9×1.59×1.59 /8＝ 4.71 kN m( ･ ) 単純梁せん断力Ｑ0＝WL/2 ＝14.9×1.59/2 ＝ 11.84 kN( ) ＊安全側の設計のため、中央モーメントは単純ばりのモーメントＭ0を採用 C=WL /122 C=WL /122 0 =WL/2 0=WL/2 ＱＱ M= WL /242 0= WL /8 Ｍ 2

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壁ばりの長期荷重 L0 0 0 通区間位置ＬＷ ∑ＷＣＭＱ ( )m ( )m (N/m) (kN/m) (kN m･ ) (kN m･ ) (kN) L L L ∑Ｗ･ 2 ∑Ｗ･ 2 ∑Ｗ･ 12 8 2 Y1 XC XF- 2F 1.365 1.590 床 4,293 14.9 3.14 4.71 11.84 2,318 はり(外壁) 7,280 ﾊﾞﾙｺﾆｰ 1,000 てすり Y5 XD XF- 2F 0.910 1.135 床 3,065 8.2 0.88 1.32 4.65 3,065 床 2,115 はり(内壁) Y7 XD XG- 2F 1.820 2.045 床 5,522 13.2 4.60 6.90 13.50 5,522 床 2,115 はり(内壁) Y11 XB XE- 2F 1.820 2.045 床 5,522 16.1 5.61 8.42 16.46 2,318 はり(外壁) 7,280 ﾊﾞﾙｺﾆｰ 1,000 てすり XA Y2 Y4- 2F 1.820 2.045 床 5,522 7.8 2.72 4.08 7.98 XG Y2 Y4- はり(外壁) 2,318 XG Y8 Y10 -XG Y5 Y6- 2F 0.910 1.135 床 3,065 5.4 0.58 0.87 3.06 2,318 はり(外壁)

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○ 標準断面の許容応力度及びはりの検定値ＭAs＝ａ・ｆ・ｊt t ＭAs ：壁梁の短期許容曲げモーメント（kN m･）ａt ：壁梁の引張鉄筋断面積（m㎡）ｊｆt ：鉄筋の短期許容引張応力度（Ｎｍ㎡）/ Ｄｊ：壁梁の応力中心距離で (7/8)ｄとできる（。 mm）ｄ：壁梁の有効せい（mm）（ｄは、梁せい（Ｄ－50mm）とする） t ａ s s ＱA ＝ｂ・ｊ・α・ｆＱAs ：壁梁の短期許容せん断力（kN）ｂｂ：壁梁の幅（mm）ｊ：壁梁の応力中心距離で (7/8)ｄとできる（。 mm） α ：せん断スパン比による割り増し係数（１≦α≦２）ｆs ：コンクリートの短期許容せん断応力度（Ｎｍ㎡）/ ＊ラーメン構造の場合は、付着応力度の検討が必要であるが、壁式ＲＣ造の場合、壁梁スパンが短いので、主筋は通し配筋とするため、付着応力度の検討は必要としない。この計算例では、標準断面の許容曲げモーメント、許容せん断応力度を求め、各部分の検定値が１．０を超えないことを確認する。 180 450 450 50 400 400 7/8 350 mm ２階床ばり標準断面ｂ×Ｄ＝ × ｄ＝ - ＝ｊ＝ × ＝上下筋とも 2 D16- ａ＝t 199 m( ㎡)×2＝398 m㎡ 2 D10@200 せん断補強筋 -異形棒鋼の断面積 D10=71 m( ㎡)、D13=127 m( ㎡)、D16=199 m( ㎡)、D19=287 m( ㎡) ・短期荷重時許容曲げモーメント及び許容せん断力壁梁の短期許容曲げモーメントＭAs＝ａ･ｆ･ｊ＝t t 398 m( ㎡)×295(Ｎｍ㎡)×/ 350 mm( )＝41,093,500(Ｎ･mm)⇒ 41.1 kN m( ･ ) 壁梁の短期許容せん断力 α=1.0で算定（安全側）ＱAs＝ｂ･ｊ･α･ｆ＝s 180 mm( )×350 mm( )×1.0×0.9(Ｎｍ㎡)＝/ 56,700(Ｎ) ⇒ 56.7 kN( ) ・長期荷重時許容曲げモーメント及び許容せん断力壁梁の長期許容曲げモーメントＭAs＝ａ･ｆ･ｊ＝t t 398 m( ㎡)×196(Ｎｍ㎡)×/ 350 mm( )＝27,302,800(Ｎ･mm)⇒ 27.3 kN m( ･ ) 壁梁の長期許容せん断力 α=1.0で算定（安全側）ＱAs＝ｂ･ｊ･α･ｆ＝s 180 mm( )×350 mm( )×1.0×0.6(Ｎｍ㎡)＝/ 37,800(Ｎ) ⇒ 37.8 kN( )

(28)

一般的には、長期荷重では問題ないが、長い耐力壁に取り付く壁ばりの曲げモーメント及びせん断力が、標準断面の許容応力度を超える場合がある。曲げモーメントが許容応力度を超える場合 ①上下の主筋 -2 D16（ａ＝t 398 m㎡）を -4 D13（ａ＝t 508 m㎡）に変更する。この場合、主筋が２段配筋となるため、ｄ（壁梁の有効せい）の修正も必要となる。（主筋を -3 D16 4 D16、 - に変更する方法もあるが、主筋の定着長さや定着位置の関係からコンクリートの充填がうまくいかない場合もあるため、この計算例では不可とする）。 ②はりの断面を変更する（Ｄ＝450⇒500）せん断力が許容応力度を超える場合 ①詳細な許容せん断力をもとめ検定値が１．０を超えないことを確認する ②せん断補強筋を変更する（ -2 D10@200⇒ -2 D10@100） ③はりの断面を変更する（Ｄ＝450⇒500）曲げモーメントが許容応力度を超える場合は、①→②、せん断力が許容応力度を超える場合は、 ①→②→③で対応する。なお、はりの断面変更以外の変更は、応力計算に影響はない。はりの断面変更は、開口部もＲＣの荷重で算定していることから、耐力壁の平均せん断応力度による地震力が同じであるため、応力計算にも問題はない。実際は、はり断面Ｄが大きくなり、応力計算用寸法が小さくなるため、応力も若干小さくなる。ただし、配筋の関係から、同じ通り芯のはり断面の寸法（Ｄ）は、すべて同一に変更する必要がある。なお、せん断補強筋で対応できる場合は、再検討したはり部分のみの補強とする。・壁ばりの応力及び検定値地震時のはり端モーメント（ＦＭｓ）は、長期時の固定端モーメント（Ｃ）に地震時のはり端の最大モーメント（ＦＭ）を加算する。（短期応力図は、Ｘ、Ｙ方向それぞれ一方向の計算を行っているが、それぞれの逆方向も同一の数値となるため、ＦＭｓＣ（固定端モーメント）＋ＦＭ（最大値）となる）= 。地震時のはりせん断力（Ｑｓ）は、長期時のせん断力（Ｑ）に、せん断破壊を先行させない0 ように地震時のはりせん断力（ＱE ）の２倍を加算する。ＦＭｓＣ＋ＦＭ= E ＱｓＱ= 0＋2Ｑ長期荷重地震時荷重最大値短期荷重最大値通区間位置 L0 ＣＭ0 Ｑ0 ＦＭＱE ＦＭｓＱｓ ( ･ ) ( ･ ) ( ) ( ･ ) ( ) ( ･ ) ( ) ( )m kN m kN m kN kN m kN kN m kN Y1 XC XF- 2F 1.365 3.14 4.71 11.84 20.0 21.8 23.14 55.44 0.12 0.17 0.31 0.56 0.98 標準断面に対する検定値 ― ― Y5 XD XF- 2F 910 0.88 1.32 4.65 18.2 27.8 19.08 60.25 0.03 0.05 0.12 0.46 1.06 標準断面に対する検定値 ― ―

(29)

ＦＭｓＣ＋ＦＭ= E ＱｓＱ= 0＋2Ｑ長期荷重地震時荷重最大値短期荷重最大値通区間位置 L0 ＣＭ0 Ｑ0 ＦＭＱE ＦＭｓＱｓ ( ･ ) ( ･ ) ( ) ( ･ ) ( ) ( ･ ) ( ) ( )m kN m kN m kN kN m kN kN m kN Y7 XD XG- 2F 1.820 4.60 6.90 13.50 30.7 16.8 35.30 47.10 0.17 0.25 0.36 0.86 0.83 標準断面に対する検定値 ― ― Y11 XB XE- 2F 1.820 5.61 8.42 16.46 18.3 16.8 23.91 50.06 0.21 0.31 0.44 0.58 0.88 標準断面に対する検定値 ― ― XA Y2 Y4- 2F 1.820 2.72 4.08 7.98 41.3 25.9 44.02 59.78 0.10 0.15 0.21 1.07 1.05 標準断面に対する検定値 ― ― XG Y2 Y4- 2F 1.820 2.72 4.08 7.98 13.4 9.4 16.12 26.78 0.10 0.15 0.21 0.39 0.47 標準断面に対する検定値 ― ― XG Y5 Y6- 2F 910 0.58 0.87 3.06 8.4 13.3 8.98 29.66 0.02 0.03 0.08 0.22 0.52 標準断面に対する検定値 ― ― XG Y8 Y10- 2F 1.820 2.72 4.08 7.98 13.1 10.2 15.82 28.38 0.10 0.15 0.21 0.38 0.50 標準断面に対する検定値 ― ― 通り - 間の短期許容せん断力の再検討 Y5 XD XF 壁ばりの許容せん断力は、αを1.0とし、せん断補強筋による耐力を無視して算定しているため、α及びせん断補強筋を考慮したせん断耐力を算出し、検定値を求める。＝ (Ｎｍ㎡) ｗｆｔ 295 / 2 D10@200 x 71 2 180 200 0.004 せん断補強筋 - ⇒あばら筋比ｐ＝ａ／ｂｗｗ＝ × ／ × ＝ａ：１組のあばら筋の断面積ｗｂ：はりの幅、：あばら筋間隔x ＱAs＝ｂ･ｊ（α･ｆ＋s 0.5ｗｆｔ (ｐ－ｗ 0.002））

(30)

４ α＝――――――――― 、１≦α≦２Ｍ／（Ｑ･ｄ）＋１ 910 400 2.28 4 2.28+1 1.22 Ｍ／（Ｑ･ｄ）＝Ｌ／ｄ＝／＝ α＝／( )＝ (Ｌ=L0：開口部スパン) ＱAs＝180 mm( )×350 mm( )×1.22×0.9(Ｎｍ㎡)/ ( )× ( )× × (Ｎｍ㎡)×( - ) +180 mm 350 mm 0.5 295 / 0.004 0.002 69,174 +18,585 87,759 87.8 kN =60.25 0.69 ＝ (Ｎ) (Ｎ)＝ (Ｎ) ⇒ ( ) ≧ Ｑｓ検定値通り - 間の短期許容曲げモーメントの対応 XA Y2 Y4 原設計の短期許容曲げモーメントＭAs＝ａ･ｆ･ｊ＝t t 398 m( ㎡)×295(Ｎｍ㎡)×/ 350 mm( )＝41,093,500(Ｎ･mm)⇒ 41.1 kN m( ･ ) 上下の主筋 -2 D16（ａ＝t 398 m㎡）を -4 D13（ａ＝t 508 m㎡）に変更する。上下筋が２段配筋となるため、ｄ（壁梁の有効せい）を、梁せい（Ｄ－70mm）とする。 . ａ＝t 508 m㎡、ｄ＝450 70- ＝380、ｊ＝ｄ7/8＝333 mm( ) ＭAs＝ａ･ｆ･ｊ＝t t 508 m( ㎡)×295(Ｎｍ㎡)×/ 333 mm( ) 49,903,380 mm 49.9 kN m FMs= 44.02 0.88 ＝ (Ｎ･ ) ⇒ ( ･ ) ≧ 検定値通り - 間の短期許容せん断力の再検討 XA Y2 Y4 壁ばりの許容せん断力は、αを1.0とし、せん断補強筋による耐力を無視して算定しているため、α及びせん断補強筋を考慮したせん断耐力を算出し、検定値を求める。＝ (Ｎｍ㎡) ｗｆｔ 295 / 2 D10@200 x 71 2 180 200 0.004 せん断補強筋 - ⇒あばら筋比ｐ＝ａ／ｂｗｗ＝ × ／ × ＝ａ：１組のあばら筋の断面積ｗｂ：はりの幅、：あばら筋間隔x 上記、短期許容曲げモーメントの対応のため、主筋を変更し２段配筋としているため、ｄ＝450 70- ＝380、ｊ＝ｄ7/8＝333 mm( )となる。ＱAs＝ｂ･ｊ（α･ｆ＋s 0.5ｗｆｔ (ｐ－ｗ 0.002））４ α＝――――――――― 、１≦α≦２Ｍ／（Ｑ･ｄ）＋１ 1820 400 4.55 4 4.55+1 0.72 1.0 Ｍ／（Ｑ･ｄ）＝Ｌ／ｄ＝／＝ α＝／( )＝ ⇒α＝ (Ｌ=L0：開口部スパン) ＱAs＝180 mm( )×333 mm( )×1.0×0.9(Ｎｍ㎡)/ ( )× ( )× × (Ｎｍ㎡)×( - ) +180 mm 333 mm 0.5 295 / 0.004 0.002 53,946 +17,682 71,628 71.6 kN =59.78 0.83 ＝ (Ｎ) (Ｎ)＝ (Ｎ) ⇒ ( ) ≧ Ｑｓ検定値

(31)

○ 耐力壁の補強筋及び壁配筋図縦筋及び横筋の鉄筋比（耐力壁の壁面と直交する断面（縦筋にあっては水平断面、横筋にあっては鉛直断面）におけるコンクリートの断面積に対する鉄筋の断面積の和の割合をいう）は、壁式。鉄筋コンクリート造設計施工指針により 0.25 %以上とし、耐力壁の端部などの曲げ補強筋は、開口高さにかかわらず -2 D16 とする。縦筋及び横筋の鉄筋比 D10@200 縦・横筋共㎡ 180 D10=71m 200 200 200 200 200 71m㎡×10／1000×180 = 0.0039 = 0.39％≧0.25 % 1,000 耐力壁及び耐力壁端部の配筋開口部端開口部端 2-D16 2-D16 180 出隅（形）部分L T形部分 3 D16,1 D13- - 2 D16,2 D13- -壁：縦・横筋共D10@200以内開口部端開口部端 2-D16 2-D16 180 十字形部分 I形部分 4 D13- 4 D16 -壁：縦・横筋共D10@200以内

(32)

○ スラブの設計：短辺有効スパン Mx1 Mx1 Lx Ly：長辺有効スパン λ＝Ly／Lx ：単位面積についての全重量 My1 Mx2 W Ly4 Wx＝ W Ly Lx4 ＋Ly4 My2 Mx1=－Wx×Lx2 ／12 Mx2= Wx×Lx2 ／18 My1 My1=－W×Lx2 ／24 My2= W×Lx2 ／36

Lx 0.7 W Lx λ-0.02 1+ + Lx 床スラブ厚さの最小値ｔ＝ 0.6 10 10000 λ-・１、２階床スラブ（最大のスラブで算定） 3,640 t = 150 mm Lx = 3640 Ly = 4095 λ= Ly／Lx = 1.125 W=5.9 kN/㎡ Wx =［281.2／(175.5+281.2)］×5.9 = 3.63 4,095 Ａ断面ｔx = 120 mm ｊx = 105 mm y = 110 mm y = 96 mm ｔｊ Mx1=－Wx×Lx2 ／12 =－3.63×3.642 ／12 = 4.0 kNm/m -t M t 4.0 10 196 105 194 m /m D10@363 ａ＝／ｆ･ｊ＝ × 6 ／ × ＝ ( ㎡ ) ⇒ (D10=71 m( ㎡)、71/194=@ m( )) Mx2= Wx×Lx2 ／18 = 3.63×3.642 ／18 = 2.7 kNm/m ＜Mx1 My1=－W×Lx2 ／24 =－5.9×3.642 ／24 = 3.3 kNm/m -t M t 3.3 10 196 96 175 m /m D10@405 ａ＝／ｆ･ｊ＝ × 6 ／ × ＝ ( ㎡ ) ⇒ (D10=71 m( ㎡)、71/175=@ m( )) My2= W×Lx2 ／36 = 5.9×3.642 ／36 = 2.2 kNm/m ＜My1 0.02 0.81 1+0.59+0.364 3640 = 115 t = 150 mm ｔ＝ × ×( )× ＜短辺方向を上筋とするＡ断面上下筋ともD10@200とする。る短辺方向を下筋とす・２階バルコニー P t = 180 mm ｔx = 150 mm ｊx = 131 mm W W=8.5 kN/㎡ P= 1.0 kN/m 910 M = WL2／2 + PL = 3.5 + 0.9 = 4.3 kNm/m t M t 4.3 10 196 131 167 m /m D10@425 ａ＝／ｆ･ｊ＝ × 6 ／ × ＝ ( ㎡ ) ⇒ (D10=71 m( ㎡)、71/167=@ m( )) 上下筋ともD10@200とする。

(33)

参考として、車庫用の積載荷重を用いてスラブ配筋を算出する。 3,640 t = 150 mm Lx = 3640 Ly = 4095 λ= Ly／Lx = 1.125 W=9.6 kN/㎡ Wx = ［281.2／(175.5+281.2)］×9.6 = 5.91 4,095 ｔx = 120 mm ｊx = 105 mm y = 110 mm y = 96 mm ｔｊ Mx1=－Wx×Lx2 ／12 =－5.91×3.642 ／12 = 6.5 kNm/m -t M t 6.5 10 196 105 316 m /m D10@224 ａ＝／ｆ･ｊ＝ × 6 ／ × ＝ ( ㎡ ) ⇒ (D10=71 m( ㎡)、71/316=@ m( )) Mx2= Wx×Lx2 ／18 = 5.91×3.642 ／18 = 4.4 kNm/m ＜Mx1 My1=－W×Lx2 ／24 =－9.6×3.642 ／24 = 5.3 kNm/m -t M t 5.3 10 196 96 281 m /m D10@252 ａ＝／ｆ･ｊ＝ × 6 ／ × ＝ ( ㎡ ) ⇒ (D10=71 m( ㎡)、71/281=@ m( )) My2= W×Lx2 ／36 = 9.6×3.642 ／36 = 3.5 kNm/m ＜My1 0.02 0.81 1+0.96+0.364 3640 = 137 t = 150 mm ｔ＝ × ×( )× ＜上下筋ともD10@200とする。

(34)

○ 基礎の設計ＧＬからの立ち上がり、基礎底面までの長さ（凍結深度以下）は、設計に合わせて設定し、地耐力は、建設地の地盤調査等により決定してください。軸力で算出済み想定地耐力長期Ｌｆa＝100 kN/( ㎡) 地耐力短期＝ ( ㎡) 300 ｓｆa 200 kN/ GL 、、１階スラブを含む荷重は軸力の算定で算出済みで ( Ｎ)、 1392.2 k 平均重量は、1392.2 /9.1×4.095＝ 37.4 kN/( ㎡) 1,000 埋め戻し 1,150 １階スラブから基礎底面までの重量は、コンクリート24 kN/m( 3)、埋め戻し土 16 kN/m( 3)、であることから、平均重量を20 kN/m( 3)として、［布基礎幅×１階スラブ下から基礎底面までの長さ］分の重量を加算する。（外周まわりの重量は、一部埋め戻し分の重量を拾いすぎとなるが、安全側である） 180 。基礎ばり負担面積及び接地圧 A B C D E F G Ｙ方向 4.095 Ｘ方向 11 910 10 〃㎡ 9 4.14 〃㎡ 8 3.31 〃 7 〃㎡ 6 9,100 2.90 〃㎡ 5 0.83 〃 4 〃㎡ 3 4.14 〃㎡ 2 3.31 910 1 布基礎幅の概算 4.095 4 9.100 2 34.58m 延べ基礎長さは、 × ＋ × ＝１階スラブを含む荷重は、1392.2 kN( )で荷重が均等だと想定すると基礎１mあたり ( )÷ ＝ ( ) 1392.2 kN 34.58m 40.3 kN/m 埋め戻し土を含む基礎自重は、１mあたり 20 kN/m( 3)×1.0×1.15＝23.0 kN/m( ) 布基礎の概算の必要幅をＢとすると ( ) ( ) 40.3 kN/m 23.0 kN/m ＋＜Ｌｆa=100 kN/( ㎡) ⇒ 0.63＜Ｂ ⇒ 0.7mと仮定Ｂ( )m Ｂ( )m 幅0.7mの埋め戻し土を含む基礎自重は、１mあたり20 kN/m( 3)×0.7×1.15＝16.1 kN/m( )

(35)

、（）、以下の基礎フーチングの設計幅の算定は１階から３階までが同一の大きさ平面であるため１階から３階までの合計重量の平均により算出しているが、各階で平面の大きさが異なる場合は、各階ごとに重量を算出し、区間ごとに合計する必要がある。基礎自重は、基礎幅 0.7m で加算し、設計幅を決定するが、設計幅が想定した幅と同じだと問題ないが、変更する場合は、変更した幅に合わせ基礎自重も変更し、再チェックを行う。なお、設計幅は、全体のバランスを考え、基本的に通りごとに設定する。通区間負担１階床かＬ ①×②÷③ 基礎 ④＋⑤ ④＋⑤ 面積ら上部の ( )m (kN/m) 自重 100 設計幅（） (㎡) 平均重量 (kN/m) Ｌｆa (kN/㎡) 計算幅設計幅接地圧 ① ② ③ ④ ⑤ （）m （）m (kN/㎡) Y1 XA XG- 4.14 37.4 4.095 37.81 16.1 0.54 0.60 13.8 0.52 0.60 86.0 幅0.6mの自重⇒ Y5 XA XG- 7.04 37.4 4.095 64.30 16.1 0.80 0.90 20.7 0.85 0.90 94.4 幅0.9mの自重⇒ Y7 XA XG- 7.04 37.4 4.095 64.30 16.1 0.80 0.90 20.7 0.85 0.90 94.4 幅0.9mの自重⇒ Y11 XA XG- 4.14 37.4 4.095 37.81 16.1 0.54 0.60 13.8 0.52 0.60 86.0 幅0.6mの自重⇒ XA Y1 Y5- 3.31 37.4 3.640 34.01 16.1 0.50 0.60 13.8 0.48 0.60 79.7 幅0.6mの自重⇒ XA Y5 Y7- 0.83 37.4 1.820 17.06 16.1 0.33 0.60 13.8 0.31 0.60 51.4 幅0.6mの自重⇒ XA Y7 Y11- 3.31 37.4 3.640 34.01 16.1 0.50 0.60 13.8 0.48 0.60 79.7 幅0.6mの自重⇒ XG Y1 Y5- 3.31 37.4 3.640 34.01 16.1 0.50 0.60 13.8 0.48 0.60 79.7 幅0.6mの自重⇒ XG Y5 Y7- 0.83 37.4 1.820 17.06 16.1 0.33 0.60 13.8 0.31 0.60 51.4 幅0.6mの自重⇒ XG Y7 Y10- 3.31 37.4 3.640 34.01 16.1 0.50 0.60 13.8 0.48 0.60 79.7 幅0.6mの自重⇒

(36)

基礎フーチングの断面算定Ｙ５通りXA XG- 間で算定Ｄ＝200 mm( ) ｄ＝200 80- ＝120 mm( ) ｊ＝ × ／＝ ( ) 300 120 7 8 105 mm ＝ ( ) GL L 360 mm 接地圧 P＝ 94.4 kN/( ㎡) ：長期モーメント、せん断力とも１ｍあたりで算出 L=360 M ＝／＝ × ／＝ ( ・ ) 1,000 M PL2 2 94.4 0.362 2 6.1 kN m/m Ｑ＝PL＝94.4×0.36＝34.0 kN/m( ) 必要鉄筋断面積 200 ａ＝t M／ｆ･ｊ＝t 6.1×106 ／ 196×105 296 m /m D10@240 ＝ ( ㎡ ) ⇒ ( ( ㎡)、 ( )) 900 D10=71 m 71/296=@ m せん断応力度 B 34.0 10 1000 105 τ＝Ｑ／･ｊ＝ × 3 ／ × ＝0.32 ＜ｆ＝s 0.6(Ｎｍ㎡)：長期/ 以上により基礎フーチング幅、900 600、ともD10@200とする。なお、混構造で２、３階が軽量なため、長期で設計し短期時の検討は省略する。参考長期地耐力が、計算例のように 100 kN/( ㎡)程度、見込めない場合などには、基礎フーチングの幅が大きくなりすぎる場合がある。この場合は、基礎をべた基礎として、スラブを耐圧版として設計する必要があり、耐圧版と１階スラブの空間は、埋め戻ししないので、荷重を積算する際には注意してください。また、耐圧版の設計は、接地圧による設計となりますが、ｄは、耐圧版Ｄから80mm引いて、必要鉄筋断面積を求め、せん断応力度のチェックを行います。

(37)

○ 基礎ばりの設計前述の接地圧を受ける両端固定のはりとして端部モーメントを算出、中央部はＭ0－0.6Ｃとする。なお、壁ばりと比較すると基礎ばりは、剛性が高いため、検討スパンは開口部の幅とし、中央モーメントも固定端モーメントを考慮した値を採用する。 M= WL /242 _{⇒ Ｍ}0_－0.6_Ｃ _Ｍ0= WL /82 0 =WL/2 0=WL/2 ＱＱ C=WL /122 C=WL /122 基礎ばりの長期応力 L 0 0 0 通区間基礎幅接地圧 ∑ＷＣＭＭ－Ｑ ( )m ( )m (kN/㎡) (kN/m) (kN m･ ) (kN m･ ) 0.6Ｃ (kN) (kN m･ ) L L L ∑Ｗ･ 2 ∑Ｗ･ 2 ∑Ｗ･ 12 8 2 ① ② ②×① Y1 XC XF- 1.365 0.6 86.0 51.6 8.01 12.02 7.21 35.20 Y5 XD XF- 0.910 0.9 94.4 85.0 5.87 8.80 5.28 38.68 Y7 XD XG- 1.820 0.9 94.4 85.0 23.46 35.19 21.11 77.35 Y11 XB XE- 1.820 0.6 86.0 51.6 14.24 21.36 12.82 46.96 XA Y2 Y4- 1.820 0.6 79.7 47.8 13.19 19.79 11.88 43.50 XG Y2 Y4- 1.820 0.6 79.7 47.8 13.19 19.79 11.88 43.50 XG Y5 Y6- 0.910 0.6 51.4 30.8 2.13 3.19 1.91 14.01 XG Y8 Y10- 1.820 0.6 79.7 47.8 13.19 19.79 11.88 43.50 ＊XA通り（Y5 Y7- ）、（Y7 Y11- ）は、開口部がないので算定不要。地中ばりは、同じ通りの通り（ - ）の断面で配筋する。 XA Y2 Y4

(38)

○ 標準断面の許容応力度及びはりの検定値基礎ばりの断面算定も壁ばりの断面算定と同様に、標準断面の許容曲げモーメント、許容せん断応力度を求め、各部分の検定値が１．０を超えないことを確認する。 180 1300 1300 80 1220 1220 7/8 1067 mm 基礎ばり標準断面ｂ×Ｄ＝ × ｄ＝ - ＝ｊ＝ × ＝上下筋とも 2 D16- ａ＝t 199 m( ㎡)×2＝398 m㎡ 2 D10@200 せん断補強筋 -＊ｄのはり有効せいは、基礎ばりなので、かぶり厚さを考慮し80mm減じる。異形棒鋼の断面積 D10=71 m( ㎡)、D13=127 m( ㎡)、D16=199 m( ㎡)、D19=287 m( ㎡) ・短期荷重時許容曲げモーメント及び許容せん断力壁梁の短期許容曲げモーメントＭAs=ａ･ｆ･ｊt t =398 m( ㎡)× 295(Ｎｍ㎡)×/ 1067 mm =125,276,470( ) (Ｎ･mm)⇒ 125.3 kN m( ･ ) 壁梁の短期許容せん断力 α=1.0で算定（安全側）ＱAs=ｂ･ｊ･α･ｆs =180 mm( )×1067 mm( )×1.0×0.9(Ｎｍ㎡)/ =172,854(Ｎ) ⇒ 172.9 kN( ) ・長期荷重時許容曲げモーメント及び許容せん断力壁梁の長期許容曲げモーメントＭAs＝ａ･ｆ･ｊt t =398 m( ㎡)×196(Ｎｍ㎡)×/ 1067 mm( )＝83,234,536(Ｎ･mm)⇒ 83.2 kN m( ･ ) 壁梁の長期許容せん断力 α=1.0で算定（安全側）ＱAs=ｂ･ｊ･α･ｆs =180 mm( )×1067 mm( )×1.0×0.6(Ｎｍ㎡)/ =115,236(Ｎ) ⇒ 115.2 kN( ) 一般的には、長期荷重では問題ないが、長い耐力壁に取り付く壁ばりの曲げモーメント及びせん断力が、標準断面の許容応力度を超える場合がある。曲げモーメントが許容応力度を超える場合 ①上下の主筋 -2 D16（ａ＝t 398 m㎡）を -4 D13（ａ＝t 508 m㎡）に変更する。この場合、主筋が２段配筋となるため、ｄ（壁梁の有効せい）の修正も必要となる。（主筋を -3 D16 4 D16、 - に変更する方法もあるが、主筋の定着長さや定着位置の関係からコンクリートの充填がうまくいかない場合もあるため、この計算例では不可とする）。 ②２段配筋で収まらない場合は、２段配筋で収まるように、はりの幅を変更する。せん断力が許容応力度を超える場合 ①詳細な許容せん断力をもとめ検定値が１．０を超えないことを確認する ②せん断補強筋を変更する（ -2 D10@200⇒ -2 D10@100） ③はりの幅を変更する（Ｂ＝180⇒200）曲げモーメントが許容応力度を超える場合は、①→②、せん断力が許容応力度を超える場合は、 ①→②→③で対応する。なお、はり幅を変更しても、応力計算、基礎設計の重量には影響しない。ただし、配筋の関係から、同じ通り芯のはり断面の寸法（Ｂ）は、すべて同一に変更する必要がある。なお、せん断補強筋で対応できる場合は、再検討したはり部分のみの補強とする。

(39)

・基礎ばりの応力及び検定値地震時のはり端モーメント（ＦＭｓ）は、長期時の固定端モーメント（Ｃ）に地震時のはり端の最大モーメント（ＦＭ）を加算する。（短期応力図は、Ｘ、Ｙ方向それぞれ一方向の計算を行っているが、それぞれの逆方向も同一の数値となるため、ＦＭｓＣ（固定端モーメント）＋ＦＭ（最大値）となる）= 。地震時のはりせん断力（Ｑｓ）は、長期時のせん断力（Ｑ）に、せん断破壊を先行させない0 ように地震時のはりせん断力（ＱE ）の２倍を加算する。ＦＭｓＣ＋ＦＭ= E ＱｓＱ= 0＋2Ｑ長期荷重地震時荷重最大値短期荷重最大値通区間位置 L Ｃ M0 0.6C- Ｑ0 ＦＭＱE ＦＭｓＱｓ ( ･ ) ( ･ ) ( ) ( ･ ) ( ) ( ･ ) ( ) ( )m kN m kN m kN kN m kN kN m kN Y1 XC XF- 1F 1.365 8.01 7.21 35.20 29.9 32.8 37.91 100.80 0.10 0.09 0.31 0.30 0.58 標準断面に対する検定値 ― ― Y5 XD XF- 1F 910 5.87 5.28 38.68 27.2 41.8 33.07 122.28 0.07 0.06 0.34 0.26 0.71 標準断面に対する検定値 ― ― Y7 XD XG- 1F 1.820 23.46 21.11 77.35 46.0 25.2 69.46 127.75 0.28 0.25 0.67 0.55 0.74 標準断面に対する検定値 ― ― Y11 XB XE- 1F 1.820 14.24 12.87 46.96 27.6 25.2 41.84 97.36 0.17 0.15 0.41 0.33 0.56 標準断面に対する検定値 ― ― XA Y2 Y4- 1F 1.820 13.19 11.88 43.50 61.8 38.9 74.99 121.30 0.16 0.14 0.38 0.60 0.70 標準断面に対する検定値 ― ― XG Y2 Y4- 1F 1.820 13.19 11.88 43.50 20.1 14.1 33.29 71.70 0.16 0.14 0.38 0.27 0.41 標準断面に対する検定値 ― ―

(40)

ＦＭｓＣ＋ＦＭ= E ＱｓＱ= 0＋2Ｑ長期荷重地震時荷重最大値短期荷重最大値通区間位置 L Ｃ M0 0.6C- Ｑ0 ＦＭＱE ＦＭｓＱｓ ( ･ ) ( ･ ) ( ) ( ･ ) ( ) ( ･ ) ( ) ( )m kN m kN m kN kN m kN kN m kN XG Y5 Y6- 1F 910 2.13 1.91 14.01 12.6 20.0 14.73 54.01 0.03 0.02 0.12 0.12 0.31 標準断面に対する検定値 ― ― XG Y8 Y10- 1F 1.820 13.19 11.88 43.50 19.5 15.3 32.69 74.10 0.16 0.14 0.38 0.26 0.43 標準断面に対する検定値 ― ― ⇒ 壁ばりの検討を参照してください。検定値が1.0を超えた場合の再検討

(41)

・はり及び基礎の配置（配筋図） A B C D E F G A B C D E F G 4.095 4.095 F1 11 910 G1 10 1 9 〃 F2 8 〃 G G1 7 〃 1 1 1 6 9,100 〃 G F F 5 〃 G1 〃 4 F2 3 〃 2 1 G G 2 〃 910 G1 1 F1 Ｙ方向 FG1 基礎ばりは、すべてＸ方向２階床伏図基礎伏図 G1 B×D=180×450 FG1 B×D=180×1300 2 D16 2 D16 上端・下端筋共 - 上端・下端筋共 -D10 @200 D10 @200 あばら筋 -□- あばら筋 -□-腹筋 2 D10- 腹筋 2 D10- (@300以内) D10@1000 D10@1000 幅止め筋幅止め筋 G2 B×D=180×450 F1 4 D13 300 上端・下端筋共 -D10 @200 あばら筋 -□-2 D10 1000 腹筋 -D10@1000 200 幅止め筋 600 F2 300 1000 200 900 、共通配筋 F1 F2 D10 @200 -D13