15 条 梁・柱および柱梁接合部のせん断に対する断面算定 〔下線の実線部は改定箇所、破線部は原文移動箇所、二重取消線は削除箇所を示す〕 【本文案】 １． 長方形ならびにＴ形断面の梁、柱および柱梁接合部のせん断力に関する算定は、本条によ る。また、主筋の付着に対する算定は、16 条による。 その他の断面形の場合は、本条に準じて算定する。ただし、実験などでせん断補強効果が 十分であることが確かめられた場合の許容せん断力は、本条によらなくてもよい。 ２． 梁・柱のせん断補強 （１）長期荷重時せん断力に対する使用性の検討は、下記による。 ⅰ）使用性検討用の梁、柱の長期許容せん断力は、（15.1）式による。 s L A bj f Q = α （15.1） ただし、 1 4 + = Qd M α かつ 1≦α≦2 （柱は 1≦α≦1.5） 記号 b：梁、柱の幅。Ｔ形梁の場合はウェブの幅。 j：梁、柱の応力中心距離で（7/8)d とすることができる。 d：梁、柱の有効せい fs：コンクリートの長期許容せん断応力度 α：梁、柱のせん断スパン比 M/Qd による割増し係数 M：設計する梁、柱の長期荷重による最大曲げモーメント Q：設計する梁、柱の長期荷重による最大せん断力 なお、梁の長期許容せん断力は、長期荷重によるせん断ひび割れを許容する場合には、 （15.2）式により算定してよい。
{
+0.5 ( −0.002)}
= s w t w L A bj f f p Q α （15.2） pwの値が 0.6％を超える場合は、0.6％として許容せん断力を計算する。 記号 pw：梁のあばら筋比 bx a p w w =x：あばら筋の間隔 wft：あばら筋の長期許容引張応力度 その他の記号は前出による。 ⅱ）梁、柱の長期設計用せん断力は、その部材の長期荷重による最大せん断力とする。 （２）短期荷重時せん断力に対する修復性の検討は、下記による。なお、本条 2 項（３）によっ て短期設計を行う場合は、下記の算定を省略してもよい。 ⅰ）修復性検討用の梁、柱の短期許容せん断力は（15.3）式による。
(
)
⎭ ⎬ ⎫ ⎩ ⎨ ⎧ + − = 0.5 0.002 3 2 w t w s S A bj f f p Q α （15.3） ただし、 1 4 + = Qd M α かつ 1≦α≦2 （柱は 1≦α≦1.5） pwの値が 1.2％を超える場合は、1.2％として許容せん断力を計算する。 記号 b：梁、柱の幅。Ｔ形梁の場合はウェブの幅。 j：梁、柱の応力中心距離で（7/8)d とすることができる。 d：梁、柱の有効せい pw：梁、柱のせん断補強筋比 bx a p w w = aw：１組のせん断補強筋の断面積 x：せん断補強筋の間隔 fs：コンクリートの短期許容せん断応力度 wft：せん断補強筋の短期許容引張応力度で、390N/mm 2を超える場合は 390N/mm2 として許容せん断力を計算する。 α：梁、柱のせん断スパン比 M/Qd による割増し係数 M：設計する梁、柱の最大曲げモーメント Q：設計する梁、柱の最大せん断力 ⅱ）修復性検討用の梁、柱の短期設計用せん断力は（15.4）式による。 E L DS Q Q Q = + （15.4） 記号 QDS：梁、柱の設計用せん断力 QL：設計する梁、柱の長期荷重によるせん断力 ：設計する梁、柱の水平荷重によるせん断力（３）大地震動に対する安全性の検討は、下記による。なお、本条 2 項（２）によって短期設計 を行い、かつ、梁、柱の終局せん断強度に基づいてせん断破壊に対する安全性の検討を行 う場合は、下記の算定を省略してもよい。 ⅰ）安全性検討用の許容せん断力は、梁が（15.5）式、柱が（15.6）式による。
{
+0.5 ( −0.002)}
= s w t w A bj f f p Q α （15.5）{
+0.5 ( −0.002)}
= s w t w A bj f f p Q （15.6） ただし、 1 4 + = Qd M α かつ 1≦α≦2 pwの値が 1.2％を超える場合は、1.2％として許容せん断力を計算する。 記号 b：梁、柱の幅。Ｔ形梁の場合はウェブの幅 j：梁、柱の応力中心距離で（7/8)d とすることができる d：梁、柱の有効せい pw：梁、柱のせん断補強筋比 bx a p w w = aw：１組のせん断補強筋の断面積 x：せん断補強筋の間隔 fs：コンクリートの短期許容せん断応力度 wft：せん断補強筋の短期許容引張応力度 α：梁のせん断スパン比 M/Qd による割増し係数 M：設計する梁の最大曲げモーメント Q：設計する梁の最大せん断力 ⅱ）安全性検討用の設計用せん断力は、梁が（15.7）式、柱が（15.8）式による。 l M Q QD L B y ′ ∑ + = （15.7） h M QD C′ y ∑ = （15.8） ただし、（15.9）式の n を 1.5 以上として使用する場合には（15.7）、（15.8）式によらなく てよい。 E L D Q n Q Q = + ⋅ （15.9） 記号て算定した値を用いてよく､（15.9）式においては柱の QLを 0 としてよい。 ∑BMy：せん断力が最大となるような梁両端の降伏曲げモーメントの絶対値の和 l'：梁の内法スパン長さ ∑CMy：柱頭・柱脚の降伏曲げモーメントの絶対値の和。この場合、柱頭の降伏曲 げモーメントの絶対値よりも、柱頭に連なる梁の降伏曲げモーメントの絶 対値の和の 1/2 が小さい場合には、小さいほうの値を柱頭の降伏曲げモー メントとしてよい。ただし、最上階の柱では 1/2 を省くものとする。 h’：柱の内法高さ E Q ：設計する梁、柱の水平荷重によるせん断力 n ：水平荷重時せん断力の割増し率 （４）上記算定のほか、梁、柱のせん断補強筋は次の各項に従うこと。ただし、特別な調査・研 究によって支障ないことが確かめられた場合はこの限りでない。 ⅰ）梁、柱のせん断補強筋は軽微な場合を除き、直径 9mm 以上の丸鋼、または D10 以上の 異形鉄筋を用いる。 ⅱ）梁、柱のせん断補強筋比は、0.2％以上とする。 ⅲ）梁のせん断補強筋（あばら筋）の間隔は、梁せいの 1/2 以下かつ 250 mm 以下とする。 ［最大 450mm までの緩和規定を削除］ ⅳ）柱のせん断補強筋（帯筋）の間隔は、100mm 以下とする。ただし、柱の上下端より柱の 最大径の 1.5 倍または最小径の 2 倍のいずれか大きい方の範囲外では、帯筋間隔を前記数 値の 1.5 倍まで増大することができる。［最大 200mm までの緩和規定を削除］ ⅴ）せん断補強筋は主筋を包含し、主筋内部のコンクリートを十分に拘束するように配置し、 その末端は 135゜以上に曲げて定着するか、または相互に溶接する。 ⅵ）幅の広い梁や主筋が一段に多数並ぶ梁などでは、副あばら筋を使用するなど、靱性を確 保できるように努めることが望ましい。 ⅶ）せん断力や圧縮力が特に増大するおそれのある柱には、鉄筋端部を溶接した閉鎖形帯筋 を主筋を包含するように配置したり、副帯筋を使用するなど、靱性を確保できるように 努めることが望ましい。 ３． 柱梁接合部 （１）純ラーメン部分の柱梁接合部の大地震動に対する安全性の検討は、下記による。なお、柱 梁接合部の終局せん断強度に基づいてせん断破壊に対する安全性の検討を行う場合は、下記 の算定を省略してもよい。 （２）柱梁接合部の安全性検討用の許容せん断力は（15.10）式による。 D b f QAj =κA( s−0.5) j （15.10）
記号 κA：接合部の形状による係数 κA＝10（十字形接合部） κA＝ 7（Ｔ形接合部） κA＝ 5（ト形接合部） κA＝ 3（Ｌ形接合部） fs：コンクリートの短期許容せん断応力度 bj：接合部の有効幅 bj＝bb＋ba1＋ba2 ここに、bbは梁幅、baiは bi/2 または D/4 の小さいほうとし、biは梁両側面 からこれに平行する柱側面までの長さとする。 D：柱せい （３）柱梁接合部の安全性検討用の設計用せん断力は（15.11）式による。なお、n を 1.5 以上と して（15.9）式より柱の設計用せん断力 QDを算定する場合は、（15.12）式を用いてよい。
(
−ξ)
=∑
1 j M QDj y （15.11） ξ ξ − = D1 Dj Q Q （15.12） ただし、ξは架構の形状に関する係数で（15.13）式による。 ⎟⎟ ⎠ ⎞ ⎜⎜ ⎝ ⎛ − = b c L D H j 1 ξ （15.13） 記号∑
j My ：接合部の左右の梁の降伏曲げモーメントの絶対値をそれぞれの j で除し た和。ただし、梁は一方が上端引張、他方が下端引張とする。 QD：本条 2 項（３）による柱の安全性検討用の設計用せん断力で、n を 1.5 以上 として（15.9）式より算定した各階の数値を用いて、一般階の接合部では接 合部の上下の柱の平均値、最上階の接合部では接合部直下の柱の値とする。 D：柱せい j：梁の応力中心距離で、(15.13）式では接合部の左右の梁の平均値とする。 Hc：接合部の上下の柱の平均高さで、最上階の接合部では最上階の柱の高さの 1/2 とする。柱の高さは梁の芯々間距離とする。 Lb：接合部の左右の梁の平均長さで、外端の接合部では外端の梁の長さとする。 梁の長さは柱の芯々間距離とする。 （４）柱梁接合部内の帯筋は、以下の各項に従うこと。ただし、特別な調査・研究によって支障ⅰ）帯筋は、直径 9 mm 以上の丸鋼または D10 以上の異形鉄筋を用いる。 ⅱ）帯筋比は 0.2％以上とする。 ⅲ）帯筋間隔は 150 mm 以下とし、かつ、隣接する柱の帯筋間隔の 1.5 倍以下とする。 【解説案】 1. せん断力に対する検討 鉄筋コンクリート部材のせん断破壊は、斜張力によって生じる斜めひび割れが原因となるため、 コンクリートの損傷を受ける部分が拡大して粘りのないぜい（脆）性的破壊を引き起こし、構造 物の決定的な崩壊をもたらす危険性を持っている。したがってせん断力に対する設計は特に注意 する必要がある。 せん断に関しては、国内外において古くから多数の研究が行われ、しだいにその性状も明らか にされつつあるが、破壊機構が複雑なために理論的に明確な解答はまだ得られていない。ことに、 地震力に対するせん断ひび割れ以後破壊時までの靱性、あるいは正負交番繰返し荷重の影響につ いては不明な点が多い。また、梁の偏心取り付きに起因する柱のねじり応力が柱や柱梁接合部の せん断耐力を低下させるおそれがあることなどについても指摘されている1)。 ここに定めた条項は、既往の研究により現在までに判明している範囲の事項を、とりあえず 条文化して、安全かつ実用的なせん断設計法の一助となることを図ったもので、長方形ならびに Ｔ形断面を有する通常の梁、柱および柱梁接合部のせん断力を検討する場合に適用されることを 明記したものである。したがって、特殊の補強を行い、実験などで耐力と靱性に関して、通常以 上の補強効果が確かめられた場合には、本条の各項の許容せん断力式を適用しなくてもよいこと にしている。 そのほかの断面形に対しては、上記のような不明確な点を含めて、今後の研究に待つことにし、 それまではとりあえず本条を準用することにとどめた。 2. 梁・柱のせん断補強 （１）せん断力に対する設計方針 梁、柱のせん断力に対する設計は、長期と短期の二本立てであるのは従来通りであるが、今 回の改定では短期設計を地震動の強さに応じて二段階に分けることとし、建物の耐用年限中に 数度は遭遇する程度の中地震動に対する設計と耐用年限中に一度遭遇するかもしれない程度の 大地震動に対する設計のそれぞれに対して設計目標を明確化することとした。すなわち、長期 荷重に対しては使用性の確保、中地震動程度の短期荷重に対しては修復性の確保、大地震動に 対しては安全性の確保をせん断設計の目標とする。この内、長期荷重に対する使用性の検討と 大地震動に対する安全性の検討については、従来の長期ならびに短期の算定方法を踏襲するも のとし、今回の改定では、中地震動程度の短期荷重に対する修復性の検討を条項に追加して、 その算定方法を新たに提示した。
長期荷重に対しては、使用性の確保のためにせん断ひび割れの発生を防止することを設計の 基本とするが、梁については、従来通りに規準（15.2）式を用いてよいこととした。なお、積載 荷重の大きな変動が予想される場合などでは、長期荷重の変動に対する修復性の検討や過積載 に対する安全性の検討などを行うことが望ましい。 中地震動に対しては、地震動の作用終了後の残留せん断ひび割れ幅が過大とならずに、修復 性が確保されることを目標とする。そのための短期許容せん断力式は、従来の長期と短期の許 容せん断力の中間的な数値になるように新たに規定した。なお､大地震動に対する安全性の確保 のための短期設計を行う場合は､その結果として中地震動に対する修復性がある程度確保され るので､中地震動に対する短期設計を省略してよいこととした。 大地震動に対しては、せん断破壊を防止し安全性を確保することを目標とし、梁の終局せん 断強度の実験式から導かれた従前の短期許容せん断力式を用いることとした。なお、梁、柱の 終局せん断強度に基づいてせん断破壊に対する安全性の検討を行う場合は、短期設計では安全 性の検討を行う必要がなく、中地震動に対する修復性の検討を行えばよいこととした。 長期設計用せん断力ならびに中地震動に対する短期設計用せん断力は、7 条 1 項に従って算 定する。この内、中地震動に対する短期設計用せん断力は、長期荷重による梁、柱のせん断力 QLに、標準せん断力係数 0.2 以上の地震力またはこれに相当する加速度応答スペクトルに基づ く地震力を水平荷重とした場合に梁、柱に生じるせん断力 QEを割り増さずに加算したものとす る。なお、地震力以外の水平荷重を用いる場合は、7 条 1 項に従ってせん断力を算定する。 ⅰ）通常の規模の鉄筋コンクリート構造物では、大地震動によって実際に作用する地震力が 上記の中地震動程度の７条１項による水平荷重をかなり上回ることは、最近の強震観測とそれ に基づく動的応答解析、あるいは地震被害の解析から明らかである。したがって、標準せん断 力係数で 0.2 を用いる耐震設計では、激震時の作用荷重より小さい荷重に対して設計している ことになる程度の中地震動に対して修復性を確保するための短期設計を行ったとしても、それ を大きく上回る程度の大地震動に対しては必ずしも安全性を確保したことにはならない。その 際の不足分は、建物の実際の耐力が種々の原因で許容耐力を上回ること（いわゆる、余力）と、 耐力に達してから後の塑性変形能力（いわゆる、靱性）とによってカバーされると考えられて いる。 部材が曲げで破壊する場合には曲げ降伏後の十分な靱性が確保されていれば、降伏によって その部材に対する地震入力が制御される。一方、部材がせん断で破壊する場合には、特殊な補 強や工夫が施されないかぎり、破壊はぜい性的であり、耐力に達してからの靱性が認められな いのが普通である。 そこで、本規準では、一般の梁および柱の大地震動に対する安全性の確保のためのせん断設 計にあたっては、曲げ耐力を上回るせん断耐力を部材に与え、部材が万一破壊するときには曲 げで破壊するように設計するのを原則とした。規準の（15.7）式あるいは（15.8）式によって、部材 の降伏曲げモーメントに基づいて短期設計用せん断力を定めることにしたのは、上記の原則に よるものである。 現在、鉄筋の短期許容応力度は鉄筋の規格降伏点いっぱいにとっている。にもかかわらず、
その原因はいろいろあろうが、ここでは次のものを考える。 ａ）配筋が長期設計用曲げモーメントによって決まる場合。 ｂ）計算によって必要とされる主筋断面積と実際に決定された配筋量との違い。 ｃ）許容曲げモーメントが断面の圧縮側で決まる場合の降伏曲げモーメントとの差。 ｄ）梁においては、最小鉄筋量の規定〔13 条 4 項（１）参照〕および複筋の規定〔13 条４項 （２）参照〕。 ｅ）柱においては、最小鉄筋量の規定〔14 条 3 項（２）参照〕および許容曲げモーメントが 短期軸方向力の小さいほうによって決められる場合にも降伏曲げモーメントが短期軸方 向力の大きいほうによって決められる可能性。 これらによって、降伏曲げモーメントは設計用曲げモーメントを大きく上回る可能性がある。 このような曲げ耐力の上昇を考慮して部材の設計用せん断力を定めることが望ましい。 大地震動に対する安全性確保のための設計用せん断力は､上記のように部材の降伏曲げモー メントに基づいて算定するか、あるいは別の略算法として規準（15.9）式に示すように、長期荷 重時せん断力に水平荷重時せん断力を割増し加算して算定してもよい。水平荷重時せん断力の 割増しとしては、一応 1.5 倍以上としているが、この値には格別の根拠はない。1968 年十勝沖 地震によって多数の 2～4 階建て学校建築が被害を受けたが、これらの解析6)によれば、震度 k ＝1 による柱のせん断力をコンクリート全断面積で除した値が 2 N/mm2程度以上の柱でせん断 破壊した例が多い。中地震動の標準せん断力係数に相当する k＝0.2 と bj＝0.8bD を仮定すると Q/bj＝0.2×2/0.8＝0.5 N/mm2となる。これらの建物の柱の帯筋量は 1962 年版以前の規準による 最小量であり、使用コンクリートはほとんど Fc＝18 N/mm 2 であった。本規準によれば、この Fcに対する短期許容せん断応力度は 0.9 N/mm 2となるので水平荷重時せん断力を 2 倍に割増し て 0.5×2＝1.0 N/mm2 を用いることにより許容せん断応力度以下に納まるようにしておけば、 帯筋量が少なくても被害を受けなくてすんだのではないかと思われる。一方、地上 6 階、地下 1 階で適当に耐震壁をもつ無被害建物の解析7)によれば、k＝0.2 による柱のせん断応力度が 1.0 N/mm2以上でもせん断破壊は起こしていない。ただし、曲げひび割れの観察その他から、この 建物の地震入力はやや小さかったと考えられている。 上記の引用からはとうてい一般的な結論は導きえないが、さしあたり、4 階程度以下の建物 では割増し率を 2 以上にとることが望ましく、7、8 階程度のものでは 1.5 まで低減することも できるのではないかと思われる。 （２）梁のせん断力に対する設計 ⅰ）梁の実験式とコンクリートの許容せん断応力度の関係 （以下では実験資料に基づく解説のため、基本的に（kgf/cm2）単位系を用いている） 1971 年にコンクリートの許容応力度を改正するにあたり、それまでに国内外で行われた、 普通コンクリート梁に関する１方向単調加力時の実験資料約 1 200 個を、せん断ひび割れ応 力度τc（＝Qc/bj：単位 kgf/cm2）および終局強度τu（＝Qu/bj：単位 kgf/cm2）を与える実験 式 2)により整理した。試験スパン内の最大曲げモーメントと最大せん断力の比を d で除した 値 M/Qd 別に示すと、解図 15.1 および解図 15.2 を得る。
図中の全資料に対する下限値（不合格率、約 5％に相当）は、それぞれ次式で推定できる3)。 7 . 1 ) 500 ( 065 . 0 77 . 0 min min + + = = = Qd M k bj Q c B c c c σ τ τ （単位：kgf/cm2） 解(15.1) y w w p u u u p bj Q w σ τ τ min 0.8 ( 0) 2.7 min = = = + y w w B p u p Qd M k k σ σ 7 . 2 12 . 0 ) 180 ( 092 . 0 + + + = (単位：kgf/cm2) 解(15.2) 記号 Qcmin：せん断ひび割れ発生時の下限せん断力（単位：kgf） Qumin：せん断破壊時の下限せん断力（単位：kgf） kc、ku：断面寸法による補正係数〔解図 15.3 参照〕 kp：引張鉄筋比 pt（％）による補正係数〔解図 15.4 参照〕 wσy：せん断補強筋の降伏点（単位：kgf/cm2） σB：コンクリートの圧縮強度（単位：kgf/cm2） M/Qd≧/3 の場合 M/Qd＝3 とする。 その他の記号は条文に同じ。 解図 15.3
解図 15.4 y w w p σ が常用の範囲内では 2.7 pwwσy を 3+0.5pwwσy としてもよい。また、解(15.2） 式の第１項における係数 0.092 を 0.115 とした解(15.2′)式は地震時において逆対称モーメ ントを受ける梁のせん断強度の推定式として精度のよいものとされている。 y w w B p u umean p Qd M k k σ σ τ 2.7 12 . 0 ) 180 ( 115 . 0 + + + = (単位：kgf/cm2) 解(15.2′) 解(15.1）および解(15.2）式の導出に用いられた実験資料約 1 200 個のコンクリート強度の範 囲は 11.4～79 N/mm2 であった。したがって、本規準で対象とした普通コンクリートで Fc＝ 60 N/mm2 までの強度を含んだものになっている。さらに近年、Fc＝36 N/mm2 を超えるコン クリートを用いた実験データが蓄積され、日本建築学会「高強度コンクリートの技術の現状 （1991)」などで解(15.1)、解(15.2）および解(15.2′）式の高強度コンクリートへの適合性につ いて検討が行われている。ここではこれらに基づいて普通コンクリートで Fc＝60 N/mm2 ま で上式が適用可能であると判断した。 なお、軽量コンクリート梁のせん断終局強度については、日本建築学会「高強度人工軽量 骨材コンクリートを用いた建築物の設計と施工（1992）」などで既往のせん断耐力式の適合性 について検討が行われているが、軽量コンクリートを用いた部材実験がまだ少ないことなど を考慮し、当面は軽量コンクリート梁のせん断終局強度は普通コンクリート梁のおおよそ 0.9 倍とする。これは、6 条の軽量コンクリートの許容せん断応力度を普通コンクリートの 0.9 倍としていることに対応する。 上記のように、τcおよびτuはσB、M/Qd のほかに断面寸法 d などの影響を受けて変化す る。いま、通常の梁として、d＞400 mm、pt＝0.8％ を想定して kc＝ku＝0.72、kp＝0.78、せん 断補強量が 0.1％ 以上（wσy＝wft（短期）＝2 400 kgf/cm2）あるものと仮定し、コンクリートの 圧縮強度（σB：kgf/cm2）を設計基準強度（F c：kgf/cm2）に置き換えれば、上記の解(15.1）式 および解(15.2）式による下限せん断力は、近似的にそれぞれ次式で表される。
(
)
bj f bj F Qc αc c ⎟ =αc s 長期 ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ + = 100 5 min (単位：kgf) 解(15.3)ただし 7 . 1 7 . 4 + = Qd M c α 、fs(長期)：コンクリートの長期許容せん断応力度（単位：kgf/cm2) bj p F Q ww y c u p u w ⎥ ⎥ ⎦ ⎤ ⎢ ⎢ ⎣ ⎡ + ⎭ ⎬ ⎫ ⎩ ⎨ ⎧ − + ⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ + = α σ ≧ 4.2 4.2 2.7 100 8 . 1 66 . 1 ) 001 . 0 min( bj p F y w w c u ⎥ ⎦ ⎤ ⎢ ⎣ ⎡ + + ⎭ ⎬ ⎫ ⎩ ⎨ ⎧ − ⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ + σ α ≒ 4.2 3 0.5 100 5 5 . 1
(
)
(
)
{
αu fs 短期 pwwσy}
bj ≒ −4.2 +3+0.5 (単位：kgf) 解(15.4) ただし 12 . 0 12 . 3 + = Qd M u α 、 fs（短期）：コンクリートの短期許容せん断応力度（単位：kgf/cm2) ここで解(15.3)、解(15.4）式を SI 単位に変換すると解(15.3′)、解(15.4′）式が得られる。(
)
bj f bj F Q c s c c c α ⎟ =α 長期 ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ + = 100 49 . 0 min (単位：N) 解(15.3′) ただし 7 . 1 7 . 4 + = Qd M c α 、fs（長期）：コンクリートの長期許容せん断応力度（単位：N/mm2)(
)
(
)
{
f p}
bj Qumin(pw≧0.001)≒αu s 短期 −0.41 +0.29+0.5 wwσy (単位：N) 解(15.4′) ただし 12 . 0 12 . 3 + = Qd M u α 、fs（短期）：コンクリートの短期許容せん断応力度（単位：N/mm2) 6 条の許容せん断応力度は、上記の関係式を背景として、上式に M/Qd による割増し係数を αc＝αu＝1（M/Qd＝3 として)、pw＝0.001（wσy＝235 N/mm2）を代入して定められたもので ある〔6 条解説参照〕。 ⅱ）梁の実験式と許容せん断力式の関係 上記の関係式を用いて梁の許容せん断力 QAを算定すれば、短期応力に対しては、解(15.4′） 式が成立するが、長期応力に対しては、pw＝0.001 の補強効果（0.41 N/mm2）がすでに含まれ ていることと、M/Qd＜3 ではαc≠αuとなるために、仮に fs（短期）を fs（長期）に読み替えても 次式の関係が成立しない。 QA（短期）＝1.5QA（長期） 解(15.5) そこで、短期に対して任意の M/Qd を与えても解(15.4′）式の関係に近い値で成立し、かつ、 長期に対しても解(15.5）式の関係が満たされ、設計上簡便な式となるように、解(15.4′）式を 次式のように修正する。(
)
{
f f p}
bj QA = α s+0.5w t w−0.001 解(15.6)ただし 1 4 + = Qd M α 、1≦α≦2 〔解図 15.5 参照〕 解図 15.6 は、長期および短期の許容せん断応力度 fsに上記のαを考慮したαfs値と解(15.3′） 式および解(15.4′）式で与えられる下限値との関係を示したものである。図示のように、αfs（短 期）の値はいずれの M/Qd に対しても解(15.4′）式による終局強度にほぼ近似した値を示してい るが、αfs（長期）の値は解(15.3′）式によるせん断ひび割れ下限値をいくぶん超過する。そこで、 実用上差し支えない範囲として M/Qd＜1 であってもα≦2 となるよう制限を設けた。 解図 15.5 αの計算図表 解図 15.6 許容せん断応力度と実験下限値の関係 解（15.3’）式 解（15.4’）式
規準（15.5）式は、設計用せん断力 QDがコンクリートの負担分（αfsbj）を超過した場合に、 超過分のみを補強筋に負担させることを意図したもので、解(15.6）式の考えに基づく。しか し、解(15.6）式は、単調加力下の資料に基づいて誘導されたものであるから、地震時には、繰 返し荷重によるせん断強度および靱性の低下を見込み、解(15.6）式を評価して決める必要があ る。この場合、強度の低下を式全体で考えるか、式の第 1 項あるいは第 2 項のみで考えるか については、1971 年の改定時に種々討議されたが、資料不足の現状では適切な判断を下すこ とは困難であった。したがって、この点に関しては、今後の研究を待つことにし、とりあえ ず最小補強筋比を 0.2％ に定め、解(15.6）式の（pw－0.001）のかわりに（pw－0.002）を採用 することにより、強度低下を補うこととした。解図 15.7 は、解(15.2）式と解（15.6′）式との 関係を示したものである。
(
)
{
f f p}
bj QA = α s +0.5w t w −0.002 解（15.6′） ただし 1 4 + = Qd M α 、1≦α≦2 解図 15.7 解(15.2）式と解（15.6′）式との関係 ⅲ）梁の設計目標と許容せん断力 規準（15.1）式の長期許容せん断力は、長期荷重に対するせん断ひび割れの防止を基本とし て、ひび割れ強度のほぼ下限となる解（15.3′）式に準拠している。柱については、せん断ひ び割れの発生を許さない立場をとっているが、梁については、せん断ひび割れを前提とした 従前の規準（15.2）式により長期許容せん断力を算定してもよいこととした。これは、梁の使 用性の低下が曲げモーメントによるひび割れやたわみによって生じる場合が多く、これらに ついては別途に検討を行うことや、規準（15.2）式を用いた長期設計によってこれまでに特段 解（15.6’）式 解（15.2）式幅に上回るせん断力に対して、多量のあばら筋を配筋するような長期設計を避けるために、 梁の長期許容せん断力を算定する際のせん断補強筋比は 0.6%を上限とし、短期荷重に対する せん断補強筋比の上限の 1/2 以下に制限した。 中地震動に対する修復性の確保のための短期許容せん断力は、地震動の作用終了後の残留 せん断ひび割れ幅が機能上ならびに耐久性上問題とならない範囲内（6 条解説によれば、一 般に建築物の外面で 0.2～0.25mm、内面で 0.3～0.4mm 程度）に留まるせん断力レベルを想定 する。従前の短期許容せん断力（規準（15.5）式）は、この範囲内の損傷制御が可能なせん断 力レベルであるという研究例があり18）、中程度の地震力に対する損傷限界の検証に使用して よいとされている 19）。その一方で、RC 梁を従前の短期許容せん断力レベルに載荷した後、 長期許容せん断力レベルに除荷した実験では、一部の試験体で残留せん断ひび割れ幅の測定 値が 0.3mm を超えたことが報告されている20）。通常の梁では水平荷重の作用終了後も長期荷 重が継続して作用することを考慮して、ここでは、中地震動に対する修復性の確保のための 短期許容せん断力として、従前の短期許容せん断力よりも小さな値を採用する。すなわち、 コンクリートのせん断ひび割れ強度にひび割れ発生後のせん断補強筋の負担せん断力を加算 した規準（15.3）式によるものとする。この内、せん断ひび割れ強度はコンクリートの短期許 容せん断力の 2/3（すなわち長期許容せん断力）とし、せん断補強筋の負担せん断力は規準 （15.5）式の第二項に同じとした。なお、高強度のせん断補強筋を用いる場合にはせん断ひび 割れ幅が広がる恐れがあるので、規準（15.3）式を用いる場合のせん断補強筋の短期許容引張 応力度は 390N/mm2以下に制限した。 大地震動に対する安全性の確保のための許容せん断力は、せん断破壊の防止の観点から、 従来と同様に、解(15.6′）式に基づく規準（15.5）式による。この場合のせん断補強筋の短期許 容引張応力度は 6 条に規定される数値とし、修復性検討時の制限（wft≦390N/mm2）は適用し ない。 ⅳ）梁の設計用せん断力 梁の長期設計用せん断力は、7 条 1 項による長期荷重時の最大せん断力 QLとする。長期で せん断ひび割れを入れてはいけない場合には、規準（15.1）式を用いて QL≦QAL＝αfsbj となる ように設計する。長期でせん断ひび割れを許容する場合は規準（15.2）式を用いてよいが、式 に算入できるせん断補強筋比の上限は 0.6%とする。 中地震動に対する梁の修復性確保のための短期設計用せん断力は、規準（15.4）式に従って 算定し、長期荷重時せん断力 QLに、水平荷重時せん断力 QEを割り増さずに加算したものと する。 大地震に対する梁の安全性確保のための短期設計用せん断力 QDは前述の考え方により、2 項（２）規準（15.7）式または（15.9）式によって決定する。すなわち、梁のせん断力が最大とな るような両端の降伏曲げモーメントより求まるせん断力∑BMy/l' に単純梁として算定した長 期荷重によるせん断力 QLを加えたもの、あるいは７条１項による水平荷重時せん断力 QEを 1.5 倍以上したものに長期荷重時せん断力 QLを加えたもののうち、小さいほうの値を短期設 計用せん断力として採用する（l' は、梁の内法スパン)。
この場合、梁の降伏曲げモーメントBMyの算定には略算式として下式を使用すればよい。 d a My t y B =0.9 σ 解(15.7) at：引張鉄筋断面積 σy：引張鉄筋の降伏点 d：梁の有効せい 上式を用いて梁の降伏曲げモーメントを求める場合、厳密には、鉄筋の実際の降伏点、計 算で必要とされる量以上に増加した主筋断面積、スラブ筋の効果などをも考慮して、材端の 真の降伏曲げモーメントを求めなければならない。 ⅴ）梁のせん断補強 せん断補強筋はせん断ひび割れの発生時期を遅らせるものではないが、ひび割れの伸展お よび開口幅の増大を防止し、材のせん断耐力ならびに靱性の確保に役立つ。しかし、実験に よれば解(15.2）式および解(15.4）式に示したように、pwが増せば終局強度は増加するが、pwwft に直接比例して増大するとはかぎらず、これの平方根に比例した形で増大する傾向がある。 一方、靱性不足を補うために多量の補強筋を配置しても、施工上困難な場合も生じるので、 これに対する制限を設ける必要がある。ここでは、実験結果 4)によって、その効果が確かめ られている pw＝1.2％ を補強筋最大限度と定めた。なお、梁の長期許容せん断力に算入でき るあばら筋比は、前述のように pw＝0.6％を上限としている。 あばら筋の算定は次のように行う。すなわち、長期・短期の設計用せん断力 Q をα＝1 と して fsbj と比較し、Q が小さければ問題はなく、大きければαの値を求めてαfsbj を計算し、 それでも Q が大きければ、せん断補強を行う。 αを求めるときの Q や M は、設計する梁の最大せん断力および最大曲げモーメント（ただ し、通常は梁端における値をとってよいが、単純梁に近い応力状態となることを考慮し、長 期応力に対しては Q(長期）と正負曲げモーメントのうちの大きいほうの M(長期)、短期応力に 対しては厳密には本条 2 項（２）、（３）によって採用される Q とこれに対応する M、d は採 用された M 位置における梁の有効せい）の値をとる。しかし、短期でαを略算的に求めるに は、M としていわゆる短期応力の値（長期の梁端曲げモーメント MLに建築基準法中地震の 水平荷重に基づく曲げモーメント MEを加えた値)、Q としては QL＋QEを用いて差し支えない。 あばら筋の算定に際しては、許容せん断力αfsbj に対する Q の超過分ΔQ＝Q－αfsbj を bj で除してΔQ/bj を求め、これに対する pwを求めればよい。 なお、せん断補強を検討するには、上記のほかに種々の方法も考えられるが、これについ ては計算例ならびに構造計算例〔付２〕を参照されたい。また、長期でせん断ひび割れを入 れてはいけない場合には、QL≦αfsbj となるように設計することが望ましい。 ⅴ）折曲げ筋をあばら筋と併用する場合 梁主筋を斜めに折曲げてせん断補強筋として使用すると、実験的には通常のあばら筋より もせん断補強効果がすぐれているが、実際上は種々の注意が必要である。梁筋をスパン全長 対角方向に傾斜させてＸ形に配筋する方法もあり、梁のせん断スパン比が非常に小さい場合
（３）柱のせん断力に対する設計 ⅰ）柱のせん断強度 柱のせん断耐力性状に関する研究は、梁よりも新しく始められたために、梁に比べると多 くない。既往の研究8～12)によれば、 ａ）軸圧縮応力度σ0（＝N/bD）が高いほど、また、柱の内法の長さが短いほど、せん断ひ び割れ強度は高くなる傾向があるが、一方、ひび割れ発生後は靱性に乏しい急激な破壊 を生じやすく、これを防止するためには多量の帯筋を有効に配置する必要があること。 ｂ）σ0が小さい（≦3.0 N/mm2）場合には、すでに述べた梁に関する実験式を準用しても、 柱のせん断強度をおおよそ推算できること。 などがわかってきた。 柱のせん断ひび割れ強度の実験式として解（15.8）式21）、柱の終局せん断強度の実験式とし て解（15.9）式22）、解（15.10）式23）などが提案されている。 c B c C τ σ τ ⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ + = 150 1 0 解（15.8） 0 1 . 0 σ τ τu=B u + C 解（15.9） u B u C τ σ τ ⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ + = 250 9 . 0 0 解（15.10） ここで、Cτc：柱のせん断ひび割れ強度（kgf/cm2） c Bτ ：梁のせん断ひび割れ強度で解（15.1）式による（kgf/cm 2） u Cτ：柱の終局せん断強度（kgf/cm 2） u Bτ ：梁の終局せん断強度で解（15.2）式による（kgf/cm 2） σ0：柱の軸圧縮応力度（kgf/cm2） σ0＝N/bD（N：柱の軸方向圧縮力、b：柱幅、D：柱せい） これらの実験式は、いずれも梁の強度に柱の軸圧縮応力度σ0による強度増大分を加算した 式となっている。しかし、柱のせん断強度に影響する諸要因については、まだ不明な点も残 されていることや、。したがって、これらの因子を含めた設計式を規定することは現状では困 難なので、便宜的に水平荷重の作用により柱の軸方向力が引張となる場合にはせん断強度が 低下する恐れがあることなどを考慮して、ここでは軸圧縮応力度による強度増大を無視した 梁の強度式を準用することにした。
ⅱ）柱の設計目標と許容せん断力 すなわち、長期荷重に対しては、使用性の確保の観点からせん断ひび割れの発生を許さな い立場をとり、軸圧縮応力度ならびにせん断補強の効果を無視して、長期許容せん断力を次 式（規準（15.1）式）で与えることにした。 s AL bj f Q = α 解(15.11) したがって、長期荷重に対する設計では、まずα＝1 として、bjfsを計算して設計用せん断 力以上であれば問題なく、小さければ柱脚部と柱頭部のαのうち、小さいほうの値から QAL を計算して、設計用せん断力以上であれば問題なく、小さければ断面を変更する。なお、柱 についてはαfs（長期）が fs（短期）を超えないことを意図して､今回新たにαの上限を 1.5 に規定した。 中地震動に対する修復性の検討では、地震動の作用終了後の残留せん断ひび割れ幅が過大 とならないように、短期許容せん断力を次式（規準（15.3）式）で与えることにした。
(
)
⎭ ⎬ ⎫ ⎩ ⎨ ⎧ + − = 0.5 0.002 3 2 w t w s AS bj f f p Q α 解(15.12) すなわち、コンクリートのせん断ひび割れ強度にひび割れ発生後のせん断補強筋の負担せ ん断力を加算したものとし、せん断補強筋の負担せん断力は規準（15.6）式の第二項に同じと した。なお、梁と同様に、せん断補強筋の短期許容引張応力度は 390N/mm2以下に制限して いる。一方、せん断ひび割れ強度は、軸圧縮応力度の効果を無視してコンクリートの短期許 容せん断力の 2/3（すなわち長期許容せん断力）とし、 αfs 3 2 が fsを超えないことを意図して、 αの上限を 1.5 とした。 従って、M/Qd≦5/3 の場合はα＝1.5 となり、規準（15.3）式と規準（15.6）式は同じ許容せん 断力を与えることになるが、以下の点を勘案してこれを認めることとした。 ａ）RC 柱の実験で、規準（15.6）式による許容せん断力以上の荷重レベルから除荷した場合 の残留せん断ひび割れ幅の測定値が 0.3mm 以下であったこと24）。解図 15.8 は、規準（15.6） 式による許容せん断力の 1.0～1.4 倍の荷重ピーク時のせん断ひび割れ幅と除荷後の残留 せん断ひび割れ幅の測定結果を示している。 ｂ）柱のせん断ひび割れ強度は、軸圧縮応力度σ0による強度増大が見込まれるが、規準 （15.3）式では安全側にこれを考慮していないこと。 c）柱は、水平荷重の作用終了後に継続する長期荷重によるせん断力のレベルが一般的に小 さいこと。0.00 0.10 0.20 0.30 0.40 0.00 0.20 0.40 0.60 0.80 1.00 荷重ピーク時せん断ひび割れ幅(mm） 残留 せん 断ひ び 割 れ 幅 （ m m） 軸力なし 軸力あり 解図 15.8 柱の荷重ピーク時せん断ひび割れ幅と残留せん断ひび割れ幅の比較24） 大地震動に対しては、せん断破壊に対する安全性の確保の観点から許容せん断力を定める。 すなわち、柱は耐力と靱性の確保が必要であり、太く短い柱では剛性が著しく高くなり、せ ん断力が集中して前述のようなぜい性的な破壊になりやすいこと、通常の場合の柱は正負交 番繰返し応力を生じること、などを考慮して M/Qd の効果を無視して短期許容せん断力は次 式（規準（15.6）式）で与えることにした。
(
)
{
+0.5 −0.002}
= s w t w A bj f f p Q 解(15.13) したがって、大地震動に対する安全性の検討では、まず bjfsを計算して設計用せん断力 QD 以上であれば問題なく、小さければ必要な pwを計算する。pwの計算法は、梁の場合とまった く同じでよいが、α＝1 として計算すればよい。この場合、必要な pwの値が 1.2％ を超える 場合には断面を変更しなければならない。なお、規準（15.6）式のせん断補強筋の短期許容引 張応力度は、6 条に規定される数値とし、修復性検討時の制限（wft≦390N/mm2）を適用しな いのは梁の場合と同様である。 ⅲ）柱の設計用せん断力 柱の長期設計用せん断力は、7 条 1 項による長期荷重時のせん断力 QLとする。 中地震動に対する柱の修復性確保のための短期設計用せん断力は、梁と同様に、規準（15.4） 式による。 大地震動に対する柱の安全性確保のための設計用せん断力 QDは、梁に関する本条 2 項（３） に示したのと同様の考え方に基づいて算定する。すなわち、その柱を含むラーメンの曲げ降 伏荷重に対する応力（規準（15.8）式）および QL＋1.5QE以上（規準（15.9）式）のいずれか小さ いほうの値とすることにしている。なお、QLは通常の場合には 0 としてよいが、特殊な荷重 条件等により比較的大きなせん断力が継続して作用する場合には、設計用せん断力に算入し なければならない。また、曲げ降伏荷重に対応する柱のせん断力を精算することはきわめて 困難な場合が多いので、の略算法としては、その柱の柱脚と柱頭およびそれに接続する梁端 が曲げ降伏した場合に生じるせん断力〔解図 15.9 の（ａ）および（ｂ）〕のうち、小さいほうの値をとってよいことにしている。 （ｂ）の場合では、左梁端の上端（下端）引張降伏曲げモーメント My1（My1’）と、右梁端 の下端（上端）引張降伏曲げモーメント My2（My2’）との組合せを考え、QD2の大きいほうと しなければならない。 また、（ｂ）と天地が逆の場合、すなわち、柱頭が曲げ降伏、柱脚に接続する梁端が曲げ降 伏する場合のせん断力の値が QD1または QD2より小さいときは、これを QDとしてよい。通常 の柱頭と柱脚で柱断面に変化がない場合は、下階の梁の降伏曲げモーメントの値は上階のも のより一般に大きいから、(ｂ）の場合について考えておけばよいことになる。 解図 15.9（ａ） 解図 15.9（ｂ） 梁および柱の降伏曲げモーメントの算定には、略算式として下式を使用すればよい。 梁：BMy =0.9atσyd 解(15.14) 柱：（N≦0.4bDFc）のとき ⎟⎟ ⎠ ⎞ ⎜⎜ ⎝ ⎛ − + = c y t y C bDF N ND D a M 0.8 σ 0.5 1 解(15.15) （N＞0.4bDFc）のとき CMy =0.8atσyD+0.12bD2Fc 解(15.16) ここに、at：引張鉄筋断面積 σy：引張鉄筋の降伏点 d：梁の有効せい D：柱の全せい N：柱の長期荷重時の軸方向圧縮力 NLの絶対値と、水平荷重によって生じる軸方 向力 NEの絶対値の和 b：柱の幅 Fc：柱のコンクリートの設計基準強度
ａ）使用鉄筋の実際の降伏点 ｂ）施工上、計算書で決定された配筋以上に増加した主筋断面積 ｃ）梁におけるスラブ筋の効果 ｄ）柱であれば、直交方向の曲げに対して配筋した鉄筋断面の効果 ｅ）柱における QDに対応する軸力の増加 などをも考慮して、材端の真の降伏曲げモーメントを求めなければならない。 解(15.15）式は、長方形断面で引張側および圧縮側に各１段の主筋を持つ柱に対する式であ り、実際の長方形柱には、その 4 辺に 2 本以上の鉄筋が配されるのが一般であるため、実際 の曲げ耐力を低く評価する傾向があり、多少の余裕をみて用いることが望ましい。解(15.16） 式は解（15.15）式に N＝0.4bDFcを代入したものである。柱の軸方向圧縮力 N が 0.4bDFcを超え ている場合は精算を行うべきであるが、この場合解（15.16）式を使えば曲げ終局強度は大きく 評価され、せん断設計では安全側になるとの立場から当該式を示すことにした。なお、N＞ 0.4bDFcの場合の曲げ耐力の略算式として、日本建築学会「建築耐震設計における保有耐力と 変形性能（1990）」では次式を提示しているので併せて参照されたい。
{
}
⎟⎟ ⎠ ⎞ ⎜⎜ ⎝ ⎛ − − + = c c y t y C bDF N N N F bD D a M 4 . 0 12 . 0 8 . 0 max max 2 σ 解（15.17） ここに、Nmax =bDFc+agσy（中心圧縮時終局強度） ag：柱主筋全断面積 その他の記号は前出による。 さらに、せん断力算定用の降伏曲げモーメントの位置は、ラーメンの節点ではなく、部材 端部（腰壁・垂れ壁がある場合は壁の付け根位置）で求め、柱のせん断力算定の際の h’は、 その端部間の長さ（内法高さ）とする。 （４）梁、柱の許容せん断応力度と終局せん断強度、曲げ終局時せん断応力度の関係 本規準式による安全性検討用の許容せん断力と解（15.2）式による計算値を単純に比較した場 合には次のような傾向がある（ここではせん断補強量としてせん断補強筋比（pw）とせん断補 強筋の降伏点（wσy）の積（pwwσy）を用いている)。 ａ）引張鉄筋比（pt）が小さい場合、本規準式による許容せん断力が解（15.2）式による計算値 を上回る傾向にある。 ｂ）せん断補強量（pwwσy）が大きい場合、本規準式による許容せん断力が解（15.2）式による 計算値を上回る傾向がある。 ｃ）コンクリート強度が小さい場合、本規準式による許容せん断力が解（15.2）式による計算 値を上回る傾向にある。 したがって、引張鉄筋比（pt）が小さく、せん断補強量（pwwσy）が大きく、コンクリート強 度が小さい場合に本規準式による安全性検討用の許容せん断力が解（15.2）式による計算値を上回る可能性が高い。 ここでは、曲げ終局強度時のせん断応力度と本規準式、解（15.2）式、そして解（15.2′）式の 関係を明らかにする。解（15.2′）式は、地震時と同形の逆対称モーメントを受ける梁のせん断 強度推定式として、精度の良いものとされている。また、曲げ終局強度時のせん断応力度τm は解（15.14）式、解（15.15）式を用い、柱のせん断強度は解（15.9）式を用いて、それぞれ以 下のように求めた。 解図 15.10 梁のτmの計算に用いた記号 (梁の場合) bd p a bd a pt = t → t = t d j 8 7 = 複筋比γ＝1.0 と仮定 d a My=0.9 tσy 解(15.18a) （σy：引張鉄筋の降伏点） a M Qy= y （a：せん断スパン長さ＝M/Q） 曲げ耐力時せん断応力度τmは、 bj Qy m= τ
(
M Q)
bj M abj My y = =(
M Q)
bj bd pt y 2 9 . 0 σ =(
M Q) ( )
b d bd pt y 8 7 9 . 0 σ 2 =(
M Qd)
ptσy 029 . 1 = 解(15.18b) （柱の場合）⎟⎟ ⎠ ⎞ ⎜⎜ ⎝ ⎛ − + = c y t y bDF N ND D a M 0.8 σ 0.5 1 解(15.18c) ここで、軸力比 =η0 c bDF N とする N＝η0bDFc 、η0≦0.4
(
0)
2 0 2 1 5 . 0 8 . 0 σ + η −η = t y c y p bD bD F M （ここで d＝0.9D とおく）(
0)
2 0 2 1 617 . 0 988 . 0 σ + η −η = t y c y p bd bd F M a M Qy= y （a：せん断スパン長さ＝M/Q） 曲げ耐力時せん断応力度τmは、 bj Qy m= τ(
M Q)
bj M abj My y = =(
)
(
M Q) ( )
b d F bd bd pt y c 8 7 1 617 . 0 988 . 0 σ 2 + η0 2 −η0 =(
)
(
M Qd(
)
)
F Qd M pt y 0.705 0 c1 0 129 . 1 σ η −η + = 解(15.18d) ＜柱のせん断強度の計算＞ 0 1 . 0 σ τ τsu=B su + C 解(15.18e) su Cτ ：柱のせん断強度 su Bτ ：梁のせん断強度 （解(15.2）式および解（15.2′）式） σ0：柱の軸方向応力度 解図 15.11～15.13 に検討結果を示す。 ① 解図 15.11 は、 Fc＝24 N/mm2、pw＝0.012、σy＝wft＝235 N/mm2で M/Qd＝2 の場合の検 討結果を示す。引張鉄筋比（pt）が小さい場合に許容せん断力が解（15.2）式による計算値 を上回っているが、その時には曲げ降伏が先行している。 ② 解図 15.12 は、Fcが 24→21 N/mm2、pw＝0.012、σy＝wftを 235→295 N/mm2、M/Qd＝2 と した場合の検討結果を示す。この場合、引張鉄筋比（pt）＜0.024 全域で許容せん断力が解 （15.2）式による計算値を上回っているが、pt＜0.018 では解（15.2）式による終局せん断強度 よりも曲げ降伏時のせん断応力度のほうが小さいため、曲げ降伏が先行している。pt＞0.018 ではせん断破壊先行型となっているが、この場合許容せん断力は解（15.2′）式による 計算値を上回ってはいない。この領域はコンクリート強度が Fc＝21 N/mm2と低く、ptが大 きく、かつ pw＝0.012、せん断補強筋強度が 295 N/mm2という計算条件であるが、このよ うな組合せは現実にはあまり考えられない。 ③ 解図 15.13 は、解図 15.12 に対して軸力がある場合（柱）について検討したものである。 柱の曲げ終局強度は（c）式を用い、曲げ耐力時のせん断応力度を（d）式で計算した。ま た、柱のせん断耐力は（e）式で求めた。軸力がある場合には曲げ耐力時せん断応力度、 せん断強度共に増大し、せん断強度と曲げ耐力時せん断応力度の比較によりせん断破壊が 先行すると判定される引張鉄筋比の領域が大きくなる。例えば、軸力が 0 の場合〔解図 15.12〕pt＞0.018 で解（15.2）式による終局せん断強度よりも曲げ耐力時せん断応力度の方 が大きいため、せん断破壊先行型となっているが、軸力比が 0.2 の場合〔解図 15.13〕pt ＞0.012 でせん断破壊先行型となっている。しかし、この場合許容せん断力に対するせん 断強度の増加が大きいため、許容せん断力は解（15.2）式を用いた計算値を上回っていない。 以上の検討から、現実的なパラメータの範囲では、安全性検討用の許容せん断力が解（15.2） 式による終局せん断強度を上回っても、ほとんどの場合には曲げ降伏が先行する。稀にはコン クリート強度が Fc＝21 N/mm2と低く、ptが大きく、かつ pw＝0.012、せん断補強筋強度が 295 N/mm2のような場合に、せん断破壊先行型となることも有り得るが、このような組合せは現実 にはあまり考えられない。また、この場合にも許容せん断力は解（15.2′）式による計算値を上 回らない。柱の場合には、軸力により許容せん断力は増大しないが、終局せん断強度は増加す るので、許容せん断力が解（15.2）式を用いた計算値を上回る引張鉄筋比の領域は小さくなる。 解図 15.11 せん断強度に対する引張鉄筋比の影響（梁の場合)
解図 15.12 せん断強度に対する引張鉄筋比の影響（梁の場合) 解図 15.13 せん断強度に対する引張鉄筋比の影響（柱の場合) （５）計算外の規定 ⅰ）共通事項 梁、柱のせん断補強に関する計算外の規定は、今回改定時点の建築基準法令の仕様規定と できるだけ整合を図る一方で、特別の調査・研究によって安全性が確かめられた場合には従 わなくて良いことを但し書きで明文化した。 梁、柱のせん断補強筋は、通常の場合には 9 mm 以上の丸鋼または D10 以上の異形鉄筋を 用いることとし、せん断補強筋比は従来と同じく 0.2％以上とした。 ⅱ）梁のあばら筋 長期の設計用せん断力がコンクリートの負担分を超過しない場合には、斜めにせん断ひび 割れが発生する危険性はないものと考えているので、補強筋の必要はないわけである。しか し、建物の不同沈下、乾燥収縮および温度変化などを受ける場合、あるいは短期の場合には、 予想以上の応力状態となり、せん断ひび割れが生じることを覚悟しなければならないから、 ひび割れ後有効な働きをする補強筋を配置しておく必要がある。 したがって、せん断補強にあばら筋を使用する場合には、あばら筋に相当の剛性を持たせ る必要があることと、施工上のことも考慮し、通常の場合には 9 mm 以上の丸鋼または D10
以上の異形鉄筋を用いるよう規定している。 また、あばら筋が有効な働きをするためには、使用筋の直径を 9φ（D10）以上に制限する ほかに、種々の部材寸法に対する間隔ならびに補強量を規定しておく必要がある。そこで、 間隔については、梁全せいの 1/2 かつ 250 mm 以下とし、補強量についてはすでに述べたよ うに 0.2％ 以上と規定された。しかし、基礎梁などにおいては、250 mm 以下という規定で は施工上困難な場合が起こりうるので、本項に規定された直径以上の鉄筋を用いるか、ある いはこれと同等以上の補強効果のある配筋を用いる場合には、梁全せいの 1/2 あるいは 450 mm を超えない範囲で間隔を広げうることにしている。従来は、基礎梁などにおいて梁全せ いの 1/2 あるいは 450 mm を超えない範囲であばら筋間隔を広げてもよいとされていたが、 0.2%以上の補強筋比を満足しつつあばら筋間隔を広げることは現実的には難しいので、今回 の改定ではこの部分を削除した。 あばら筋は引張材として作用し、かつ、梁上下の引張および圧縮主筋と確実に連結して、 主筋内部のコンクリートを十分に拘束するように配置しなければならないから、その末端は 135゜以上折り曲げてコンクリート内に定着するか、あるいは相互に溶接するかして完全に閉 鎖形とし、主筋にたがをはめたように囲むことが必要である。 幅の広い梁や主筋が一段に多数並ぶ梁などでは、外周のあばら筋のみでは内部のコンクリ ートや主筋を十分に拘束することが難しいので、副あばら筋を併用するなどして、曲げ降伏 後の靱性を確保できるように配筋するのが望ましい。 ⅲ）柱の帯筋 コンクリートは周囲から拘束を受けると、強度・靱性とも増大する。柱の帯筋はせん断補 強のほかに、内部のコンクリートの拘束、主筋の座屈防止に役立つもので、その効果を十分 に発揮させるためには、補強量（pw）を多くするとともに、間隔を密にすること、帯筋端部 で十分の定着強度が確保されることが必要である。これらの点を考えて、いずれの方向に対 しても最小帯筋比を 0.2％とし、柱の上下端（腰壁・垂れ壁がある場合は壁の付け根位置）か ら柱の最大径の 1.5 倍（従来の本規準の規定）または最小径の 2 倍（建築基準法令の仕様規 定）のいずれか大きい範囲では帯筋間隔を 9φ（D10）で 100 mm 以下、それ以外の細長い柱 の中ほどでは 150 mm 以下とすることにしている。 建設省の短柱に関する総合プロジェクト13)では、主筋の早期座屈を防止するためには帯筋 間隔を主筋径の 8 倍より小さくするよう推奨している。したがって、高軸圧縮力を受ける柱 などは主筋の座屈防止の観点から帯筋間隔をあまり大きくすることは望ましくない。従来は、 9φ（D10）2 組以上（副帯筋を用いた場合)、あるいは 13φ（D13）以上の鉄筋を使用する場 合は帯筋の間隔を 200 mm を超えない範囲で広げてもよいとされていたが、せん断補強のほ かにコンクリートの拘束や主筋の座屈防止などの役割を帯筋が担うことや建築基準法令の仕 様規定に適合しないことを鑑みて、今回の改定ではこの部分を削除した。 帯筋端部は、定着強度を確保するために、末端のフックは 135゜以上に曲げて内部のコン クリートに十分定着するか、末端どうしを溶接するか、連続したらせん形式とするのがよい。
を行うのも一つの方法である14)、15)。 1995 年の兵庫県南部地震ではピロティ建物の１階層崩壊の被害1)が多く見られた。このよ うな建物では、１階の水平剛性と水平強度が上階に比べ著しく低かったために大地震時には １階柱の降伏が上階の降伏よりも先行し、１階に過度の水平変形が集中したことが主要因と 考えられている。ピロティ階の場合には鉛直支持部材である柱の損傷により地震エネルギー を吸収するので、その損傷が進行すると落階につながるおそれがある。そのため、ピロティ 階では特に柱の強度・靱性の確保には、十分な配慮が必要である。 解図 15.14 帯筋の形状および配筋 3. 柱梁接合部 （１）基本事項 我が国の従来の中低層 RC 造建物においては、比較的余裕のある断面の柱や梁が使用され、 柱梁接合部は地震時にそれほど厳しい応力状態にはならないのが一般的であった。そのため、 我が国では過去の地震で柱梁接合部に顕著な被害を生じた事例がほとんどなく、柱梁接合部の 構造計算も特別の場合を除いて省略されるのが通例であった。しかるに近年は、コンクリート や鉄筋の高強度化が進むとともに、柱や梁の塑性変形能力に期待した構造設計法が広く普及し、 柱梁接合部の地震時の応力状態が以前より厳しいものへ変わってきている。そのような状況下 で 1995 年に発生した兵庫県南部地震において、現行基準により設計された建物も含めて数多く の RC 造建物が柱梁接合部に被害を生じたことは、柱梁接合部の構造設計の重要性を改めて認 識させるものであった1)。 本会はこれまでに、柱梁接合部に関する最新の知見や研究成果に基づいた終局強度設計法を 提案してきておりいるが 16)、17)、1999 年の本規準の改定ではに際し、新たに純ラーメン部分の 柱梁接合部を対象として許容応力度設計法の規定を盛り込んだむこととした。許容応力度設計 は、本来、鉛直荷重に対する長期設計と水平荷重に対する短期設計の二本立てであるが、柱梁 接合部の場合は、一般的に水平荷重時のせん断力が支配的であり、長期荷重時のせん断力は小 さく接合部のひび割れなどが問題となった事例もほとんどないこと、接合部が地震時に損傷を 受けるとラーメンの一体性が損なわれて建物の耐震性能が十分に発揮できないおそれがあるこ
となどから、ここでは水平荷重（特に地震荷重）に対する短期設計を対象とし、長期設計を省 略することとした。本規準の今回の改定により、梁、柱の短期設計では、中地震動に対する修 復性の検討が追加されたが、柱梁接合部の短期設計では､大地震動に対する安全性の検討のみを 行い、中地震動に対する修復性については検討を行わない。これは、中地震動程度の水平荷重 に対しては、梁、柱の主筋が許容引張応力度以下であり、仮に柱梁接合部にせん断ひび割れを 生じたとしても、水平荷重の作用終了後にはひび割れ幅が十分に小さくなるであろうと予想さ れることや、実際に中程度の地震動によって柱梁接合部に被害を受けた例が過去にほとんどな いことなどを勘案したことによる。柱梁接合部の修復性や使用性については今後の研究成果を 待つこととするが、大スパンの門型ラーメンのように長期応力が支配的な架構の場合には、柱 梁接合部の長期設計を省略するかわりに、長期せん断力に対する接合部のせん断ひび割れ強度 の検討17)を行うなどの設計上の配慮が望まれる。 水平荷重を受けるラーメン内の柱梁接合部は、解図 15.15 に示すような応力状態となる。本 条 3 項は、大地震動の作用によってこのような応力状態となる柱梁接合部のせん断破壊を防止 し安全性を確保することを目標として、設計用せん断力と許容せん断力の計算方法並びに接合 部内の帯筋に関する配筋規定を述べている。なお、建物の崩壊メカニズム時の接合部せん断力 に対して終局強度設計を行うことで接合部の安全性を確保する場合には、本条 3 項による短期 設計を省略してよい。 解図 15.15 柱梁接合部の水平荷重時せん断力17) （２）柱梁接合部の短期許容せん断力 柱梁接合部の短期許容せん断力の算定式は、大地震動に対する接合部の安全性の確保の観点 から、終局せん断強度式に基づいて定めることとする。接合部の終局せん断強度式は、本会編 「鉄筋コンクリート造建物の靱性保証型耐震設計指針・同解説」17)に従い、下式とする。 j j j ju Fb D V =κφ 解(15.19) ここに、κ：接合部の形状による係数〔解図 15.16 参照〕 κ＝1.0（十字形接合部）
κ＝0.4（Ｌ形接合部） φ：直交梁の有無による補正係数 φ＝1.0（両側直交梁付き接合部の場合） φ＝0.85（上記外の場合） Fj：接合部のせん断強度の基準値で下式による 7 . 0 8 . 0 B j F = ×σ （N/mm2） B σ ：コンクリートの圧縮強度（＝Fc：設計基準強度とする） Dj：柱せいまたは梁主筋定着部の 90 度折曲げ筋水平投影長さ bjは接合部の有効幅で解（15.20）式による〔解図 15.17 参照〕。 2 1 a a b j b b b b = + + 解(15.20) ここに、bbは梁幅、baiは bi/2 または D/4 の小さいほうとする。また、biは、梁両側面からこ れに平行する柱側面までの長さ、D は柱せいである。baiと biの添え字の i は 1 または 2 で、梁 の左右の側面を区別する〔解図 15.17 参照〕。なお、梁幅が柱幅を上回る接合部の場合には、梁 幅 bbの代わりに柱幅 bcを用いて、解(15.20）式により接合部の有効幅 bjを算定する。 解(15.19）式による接合部のせん断強度は、コンクリート強度がσB＝20～100 N/mm2程度の実 験資料のうち、梁や柱が降伏する前に接合部がせん断破壊した実験結果のほぼ下限に相当して いる。また同式では、接合部の有効せいとして、十字形接合部とＴ形接合部では柱せい、ト形 接合部とＬ形接合部では梁主筋の接合部内折曲げ定着部の投影定着長さ ldh〔17 条参照〕を用い ている。一方、解(15.20）式では、接合部の有効幅は梁幅と柱幅の平均値を基本としているが、 梁と柱が偏心して接合される場合には、梁側面から D/4 を超える部分の柱断面は接合部のせん 断強度に寄与しないものとしている。 解図 15.16 柱梁接合部の形状17)
