構造設計一級建築士 とらの巻

[ 解答解説 ]
増分解析の水平力を一次設計用地震力の分布としているので、各階の保有水平耐力の比は 各階の一次設計用地震力の比と等しくなる。
一次設計用地震力は、表1の値を用いて、 Qi = Z・Rt・Ai・Co・ΣWi により求めるので、
1 階：Q1 =1.00×1.00×1.00×0.2×52,000=10,400 kN
5 階：Q5 =1.00×1.00×1.58×0.2×12,000= 3,792 kN
従って、 5階の保有水平耐力は、
Qu5 = Qu1・Q5/Q1 = 22,100 × 3,792/10,400 = 8058 kN

[ 解答解説 ]
1階柱の柱脚塑性ヒンジ発生時のせん断力 QMは式(2)により与えられ、破壊モードは式(1) を満足する場合に曲げ破壊とするので、破壊モードを曲げ破壊とするために必要なせん断 終局耐力の下限値は、

minQsu = 1.25QM = 1.25×1.5Mu/ho =1.875Mu/ho

図2より A柱及びB柱の増分解析終了時の曲げ終局モーメントMuが与えられているので、
これを上式に代入し、
A柱のせん断終局耐力の下限値
　minQsu = 1.875×(0.72Mo)ho = 1.35 Mo/ho
B柱のせん断終局耐力の下限値
　minQsu =1.875×(0.80Mo)/ho = 1.50 Mo/ho

[ 解答解説 ]
部材群の種別の判定は昭和55年建設省告示第 1792号第4第三号の表による。 各種別毎の1階の柱が負担する水平力は表2(d)の文中で与えられているので、
　γA = 6,188/(6,188 + 7,735 + 1,547 ) =0.40
　γC = 1,547/(6,188 + 7,735 + 1,547 ) =0.10
従って、1階柱の部材群の種別は B である。

判定理由：
γA = 0.40 < 0.5 のため A とはならず、γC = 0.10 < 0.5 により 1階柱の部材群の種別はB と判断できる。

[ 解答解説 ]
検討建物は鉄筋コンクリート造耐力壁付きラーメン構造のため、 Dsの判定は昭和55年建設省告示第1792号第4第四号ハの表による。

1階の保有水平耐力 22,100 kN、耐力壁が負担する水平耐力の合計6,630kN、及び耐力壁群の種別WAは表2(d)の文中で与えられおり、耐力壁の水平耐力の分担率βuは
　βu = 6,630/22,100 = 0.30

1階柱の部材群の種別は�Bの解答より Bとなる。
従って、1階の構造特性係数はDs = 0.35 である。

判定理由：柱の部材群の種別はB、耐力壁の部材群の種別はWA、耐力壁の水平耐力の分担率 βu = 0.30 より D,=035 となる。

[ 解答解説 ]
必要保有水平耐力は Qun = Ds・Fes・Qud で求められる。 ここで、Qun = 20,020kN
　　　　Qud = 52,000 kN
　　　　Ds = 0.35
従って、
　Fes = 20,020/(0.35 × 52,000) =1.10

[ 解答解説 ]
不適切

[最も適切と考えられる対応]
部材種別は、構造特性係数を算定しようとする階が崩壊形に達する場合の応力に基づき定めなけれぱならない。

本設問の建物のように増分解析において十分な変形まで至り、かつ変位増分に対して荷重増分が十分小さくなったが一部の部材に塑性ヒンジが生じず崩壊形が形成されない場合は、増分解析終了時の部材耐力に対する部材応力の比（部材応力/部材耐力）を用いて破壊形式を求め（余耐力法）、部材種別を判定し、構造特性係数を算定する。

[ 解答解説 ]
不適切

[最も適切と考えられる対応]
連層耐力壁脚部の浮き上がりや沈み込みを許容した解析モデル(バネ支点モデル等)による増分解析では各階の構造特性係数が実際より小さく評価されることがあり望ましくない。

基礎をピン支点として連層耐力壁脚部の浮き上がりや沈み込みを拘東して増分解析を行い、部材種別を判別し、各階の構造特性係数の算定を行う。なお、この場合は保有水平耐力も浮き上がりや沈み込みを拘東した同じモデルで計算することとなる。

　４
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
機構aのヒンジ発生点Bの曲げモーメントはPuで表すとMp＝Pu × ℓから、Pu = Mp/ℓとなる。

2．記述の通り。
B−D間は片持ち梁であり、B点の曲げモーメントは必ずPℓとなる。


3．記述の通り。
せん断力の釣合いから方程式を求める。
機構bではA点とC点はヒンジであるので、AC間のせん断力はQu＝2Mp/ℓ
BC間のせん断力は (Mp + Puℓ)/ℓ で、この合計がC点の外力と釣合うので

2Mp/ℓ + (Mp + Puℓ)/ℓ= αPu
よって、
Pu = 3Mp/{ (α-1) ℓ}
となる。

4．
α=2のときの機構bとなるPuは3Mp/ℓであり、機構aとなるPuのM/ℓより大きい。故に、破壊機構はaとなる。

　２
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（テキスト第II編第3章8-3たわみ 長期たわみP. 354)

2．Dsの値によらず（架構形式によらず）保有水平耐力計算における増分解析の結果は、保有水平耐力時、必要保有水平耐力時ともに架構の最大応答変形とは必ずしも一致しない。よって誤り。
（テキスト第II編第2章2-2耐震設計法P. 179)

3．記述の通り。

4．記述の通り。
テキストには鉄筋の圧縮のところに「コンクリートの収縮ひずみとクリープひずみ分を考慮しても降伏ひずみを超えないように設定されている」という記述があり、鉄筋の圧縮応力が増加することが示されている。
（テキスト第II編第3章3-2鉄筋の材料特性P.275)

　２
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。

2．上下階の梁はトラスの弦材となるため軸変形を考慮しなければならない。剛床とした場合、軸変形が拘束され鉛直変位が過小評価となるため、不適当。
（テキスト第 �T 編第4章3.2トラス梁のモデル化と剛床仮定P. 84)

3．記述の通り。
（テキスト第II編第1章3-2与条件の把握と整理P. 139)

4． 記述の通り。
（テキスト第II編第3章8-2床スラブP. 353)

　４
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
限界耐力計算は、地震動の要求スペクトル（各階に生じる地震力）と構造物の耐カスペクトル（保有水平耐力）を比較して、耐震安全性を検討する方法で、地震力と保有水平耐力の定義は施行令第82条の5の五に記載されている。
（テキスト第II編第2章2-2耐震設計法P. 179)

2．記述の通り。
（テキスト第II編第2章2-2耐震設計法P. 184)

3．記述の通り。
（テキスト第II編第2章2-2耐震設計法P. 177)

4．最大応力度が許容応力度以下であることを確認する。
（テキスト第II編第2章2-2耐震設計法P. 176)

　２
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（テキスト第II編第3章2-1鋼材の特性P. 251)

2．ひずみ速度が速くなると強度は増大するため、不適当。
（テキスト第II編 第3章2-1鋼材の特性P. 252)

3．記述の通り。

4．記述の通り。

　３
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（テキスト第II編第3章3-8部材の変形性能P.287)

2．記述の通り。
（テキスト第II編第1章2-2鉄筋コンクリートP. 131)

3．テキストには直接的な記載はないが、日本建築学会「鉄筋コンクリート構造計算規準 同解説 2018」の付着応力度の検討に用いる横補強筋のパラメータは、全断面積と間隔のみで降伏点は関係がないため不適当。テキストには付着長さの減少に伴う付着割裂破壊の説明の記述がある。（テキスト第II編第3章3-8部材の変形性能P. 286)


4．記述の通り。
中立軸が柱断面の外に出る場合は、全断面が圧縮領域にあるということである。

　１
[ 解答解説 ]
1．木材の基準強度は曲げが最大であり、不適当。
（テキスト第11編第1章2-3木材P. 135)

2．記述の通り。
記述の内容は耐力壁の許容せん断耐力の算定方法の内、実験による方法について記述したもの。その他に、大臣認定を受けた壁倍率を許容耐力に換算する方法と、面材とくぎのすべり特性の関係から算出する方法がある。
（テキスト第11編第3章1-3鉛直架構のモデル化と靭性P. 232)

3．記述の通り。
（テキスト第11編第3章1-4共通事項P. 243)

4．記述の通り。
（テキスト第11編第3章1-4共通事項P. 240、247)

　４
[ 解答解説 ]
1．テキストの転がり支承の記述には、一定の低摩擦係数の特性を有するとなっているが、実際の転がり支承の摩擦係数は非常に小さく、減衰機能はほとんどないため、記述の通り。
「（テキスト第II編第3章6-1免震構造 P.321)

2．記述の通り。テキストの免震構造の部分にはこのような記載はないが、4の制振構造の記述にもあるようにダンパーの付加によって固有周期が短くなり、応答化速度はかえって増加するという現象が免震構造でも起こるため。
（テキスト第II編第3章6-2制振構造P. 328)

3．記述の通り。
（テキスト第II編第3章6-2制振構造P. 325)

4．ダンパーを付加することでダンパー付加剛性により固有周期が短くなるため、付加するダンパー量が多すぎると、加速度応答はかえって増加してしまう。そのため最も不適当。（テキスト第II編第3章6-2制振構造P.328)

　３
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（テキスト第II編第3章7-3地盤調査P. 336)

2．記述の通り。
（テキスト第II編第3章7-2地盤に関する基礎知識P. 334)

3．締固めは、主に緩い砂質地盤に対して行うものであり、最も不適当。
（テキスト第II編第3章7-4基礎構造計画P.340)

4．テキストにあるように、液状化判定の対象とすべき地盤の条件には、「沖積層または埋め立て地盤」という言葉はなくなっているが、より不適当な記述があるのでそちらが回答と考える。
（テキスト第II編第3章7-2地盤に関する基礎知識P. 333)

　１
[ 解答解説 ]
1．不適当。
記載の定義は「極短柱」のことであり、「極脆性柱」はその中でもせん断破壊が曲げ破壊より先行するもののことである。

2．記述の通り。

3．記述の通り。
（テキスト第1I編第4章3-2耐震性の判定P. 387)

4．記述の通り。
（テキスト第1I編第4章4-3精密診断法P. 390)

[ 解答解説 ]
（筋かいの強軸側）
筋かい強軸に対する座屈補剛はないので、筋かいの圧縮座屈長さℓは、
　ℓ= 3√2 × √2 = 6m
圧縮筋かいの両端部は面内並びに面外方向にも材軸直行方向の移動が拘束されたピン固定とすると、筋かい強軸側の細長比λは
λ = ℓ /ix = 6,000mm/100mm = 60

（筋かいの弱軸側）
筋かい弱軸に対して、十分な剛性と耐力を有する補剛材により、座屈補剛されていることから、筋かいの圧縮座屈長さℓは、
　ℓ = 3√2 / √2 = 3m
座屈補剛区間内の圧縮筋かいの端部は面内並びに面外方向にも材軸直行方向の移動が拘束されたピン固定とすると、筋かい弱軸側の細長比λは
　λ = ℓ/iy = 3,000mm/40mm=75

以上より細長比は弱軸側の方が大きいため、弱軸側の座屈性能で決まる。

限界細長比Λは問題文の式よりΛ = 1,500/ √ (235N/mm² /1.5) = 120
となる。

以上より
λ = 75 ≦ Λ =120
であるため、fcは式(1)の上段に示された式を用いて

fc = {1 - (2/5)(75/120)² / (3/2+ (2/3)(75/120)²)} × 235N/mm²
　= 112.6 →113 N/mm²

Nc = 1.5 × A × fc
　 = 1.5 × 6000mm² × 113 N/mm²
　 = 1,017,000N = 1,017kN →1,020kN

[ 解答解説 ]
必要補剛力Fr及び必要補剛材剛性Kは問題文中の式より、

Fr = 0.02 Nc = 0.02 × 1,020 = 20.4 kN

K = 4Nc/ℓ = 4 x 1,020 / 3 = 1,360 kN/m

[ 解答解説 ]
θが微小の場合、δ ≒ ℓ・θ ・・・　ア：ℓ

式(2)よりθについて解くと、
θ = Ka/(Kℓ − 2Nc)　　　　・・・ 式(2-a)
とする。
一方、同じく式(2)の左側から、
Fr/Nc = 2θ　　　　　　　・・・ 式(2-b)
とする。

式(2-a)を式(2-b)に代入し、分母と分子を2Ncで除すと、
Fr/Nc = 2Ka / (Kℓ− 2Nc)
　　　=2Ka / (2Nc)/(Kℓ/(2Nc)−1)

右辺について、式(3)の分子である4Kℓ/(2Nc)を出して整理すると、
Fr/Nc = {4Kℓ/(2Nc)/(Kℓ/(2Nc)−1)} ・a/2ℓ

以上より、イ：1、ウ：a/2ℓ

[ 解答解説 ]
式(3)において、Kℓ/2Nc=X、a=ℓ/250とすると、
Fr / Nc = 4X/(X −1) × (ℓ/250)/2ℓ = (4/500)X/(X-1)

Xを横軸、Fr/Ncを縦軸として、グラフを下記に示す。

問題No.2の必要補剛力、必要補剛材剛性に関する諸数値は以下の通りである。
X = Kℓ/2Nc = 2
Fr/Nc = 0.02

[ 解答解説 ]
式(3)において、左辺＝Fr/Ne= 0.03
またK = 4Nc/ℓより、Kℓ/2Nc = 2
以上を式(3)に代入すると、
　0.03 = 4 × 2 / (2 − 1) × (a/2ℓ）
　a = (3/400) •ℓ
以上より、耐えうる元たわみaの補剛区間長さℓに対する比は3/400である。

[ 解答解説 ]
Ts、Tw、Cs、Ccは図の矢印の方向を正とする 曲げは壁脚部において時計回りを正とする。
計算は有効数字3桁で行い、結果も有交数字3桁で示す。処理は、四捨五入とする。

�@Ts、Tw、Cs、Ccの合力は軸力Nとなるため、
N = −Ts −Tw + Cs + Cc
となる。

�A配筋量が同じであり、全主筋が圧縮降伏したときの圧縮力Csと引張縮降伏したときの引張力圧縮力Tsは大きさが同じため、
Cs = Ts
となる。

�B �Aより−Ts + Cs = 0となるため、�@の式よりTsとCsが消え、
N = −Tw + Cc
となる。

�C曲げ終局強度Muは、壁脚部中心位置でTs、Tw、Cs、Ccにより算定すると、
Mu = Ts × 0.5 ℓw + Tw × 0.0 ℓw + Cs × 0.5 ℓw + Cc × 0.5 ℓw
となるが、�AよりCs = Ts、
�BよりN = −Tw + Ccのため、Cc = Tw + Nにより、
Mu = Ts × ℓw + Tw × 0.5 ℓw + N × 0.5 ℓw
となる。

�D連層耐震壁の脚部に発生するモーメントMは、
M = 3P × 3 × H + 2P × 2 × H + P × Hより、
M =14 × P × H
となる。

�E 1階に作用しているせん断力 QEは、
QE = 3P + 2P + Pより、
QE = 6 × P
となる。

�F曲げ強度Muは、
耐力壁の柱中心間距離 ℓw = 6,000mm = 6.0m
各階の高さH = 3m
1階の耐震壁に作用する圧縮軸力 N = 2,100kN
柱1本の主筋の断面積の合計 ag = 4,900 mm²
壁縦筋の断面積の合計 aw = 4,200mm²
柱主筋の降伏強度σy = 壁縦筋の降伏強度 σwy = 350N/mm²
より、
Ts = ag × σy
　= 4,900 mm² × 350N/mm²/1,000
　= 1,715kN→1,720kN
Tw = aw × σwy
　= 4,200mm² × 350N/mm²/1,000
　= 1,470kN
を用いて、�Cの式より、
Mu = 1,720kN × 6.0m+ 1,470kN × 0.5 × 6.0m +2,100kN × 0.5 × 6.0m
　=21,030 kN•m→ 21,000 kN•m
となる。

�G Pの大きさは�Dの式より、
P = M/(14 × H)となるため、
P = 21,000kN•m/(14 × 3.0m)
　= 500 kN
となる。


�H 1階に作用しているせん断力QEは、�Eの式QE = 6 ×Pより
QE = 6 × 500kN
　= 3,000 kN
となる。

[ 解答解説 ]
く主たる理由＞
保証設計において、梁の両端ヒンジ状態のせん断破壊に対する余裕度は材料強度のばらつきを考慮したものであるが、連層耐震壁では曲げ終局状態時のせん断力に対して、材料強度のばらつきと、外力分布のばらつきにより連層耐震壁に生じる曲げモーメントとせん断力の関係が変化する分も加えた余裕度を用いてせん断破壊を生じないようにする必要があるため。

[ 解答解説 ]
計算は有効数字3桁で行い、結果も有効数字3桁で示す。処理は、四捨五入とする。

RαL = 1/3 × ( Rp + Rf )　　式(1)

杭先端有効径 = 3mより、GL−13m〜GL−19m間の平均N値は、
N = (30 + 30 + 60 + 60 + 60 + 60)/6 = 50
極限先端抵抗力Rpは、
Rp = 100 × N•Ap
　 =100•50•(3.0/2)²×π
　 = 35,325→35,300 (kN)
Rfs = 3.3Ns•Ls•ψ
拡底部の周面抵抗力は考慮しないため、
Ls = 0 → Rfs = 0 (kN)
Rfc = 0.5qu•Lc•ψ
　 = 0.5•100•10•2.0π
　 = 3,140 → 3,140 (kN)
極限先端抵抗力Rfは、
Rf =Rfs + Rfc = 0 + 3,140 = 3,140 (kN)

したがって、長期許容支持力RαLは、

RαL =1/3 × (35,300 + 3,140)
　　= 12,813→12,800 (kN)

[ 解答解説 ]
鉛直有効応力σ'oは、地表面（GL±0m）から硬質粘土層上面位置（GL−25m）の各地盤の単位体積重量γ × 層厚 t の和である。
ここで、地下水位以深となるシルト質粘土層、砂質土層の単位体積重量は水中単位体積重量を用いる。

σ’o = 15 × 3 　（埋土）
　　+ (16 − 10) × (13 − 3) 　シルト質粘土層(GL−3〜−13m)
　　+ (18 − 10) × (15 − 13) 　砂質土層(GL−13〜−15m)
　　+ (20 − 10) × (25 − 15) 　砂質土層(GL−15〜−25m)　　　
　= 221 (kN/m²)

[ 解答解説 ]
杭先端〜硬質粘土層上面までの深さd = 25−16 = 9m
荷重の分散を考慮したとき、硬質粘士層上面において長期軸力が作用する面積AP'は、
A’p = {( 9/2 + 3 + 9/2)/2}²•π
　 = 113.04 →113 (m²)
増加応力Δp＝12,000/113 = 106.2→106 (kN/m²)

[ 解答解説 ]
σ’ = σ’o + Δp
　= 221+106 = 327 (kN/m²)

[ 解答解説 ]
σ’ = 327 < pc= 400 (kN/m²)より、圧密沈下は生じない。

理由：杭の長期軸力を考慮した硬質粘土層上面位置における鉛直有効応力は圧密降伏応力以下であるため。

[ 解答解説 ]
長期軸力 = 杭周面抵抗力 ＋ 杭先端荷重
である。
ここで、杭周面抵抗力が極限周面抵抗力Rrに達していることから、長期軸力 NL = Rf + Pb
したがって、
杭先端荷重 Pb = 14,000 − 3,450
　　　　　　 = 10,550→10,600 (kN)

[ 解答解説 ]
(Sb/dp)/0.1 = αPb/Rp +(1ーα)(Pb/Rp)ⁿ　式(2)

dp = 3.2 (m), Pb = 10,550 (kN), Rp = 40,600 (kN), α= 0.23, n = 2.7を代入してSbを求めると、
Sb = 0.1•3.2 (0.23 × 10,600/40,600 + (1- 0.23)(10,600/40,600)^2.7) = 0.0258 (m)
よって、
Sb = 25.8 (mm)

[ 解答解説 ]
Sb = 25.8 > Sf =6.0 (mm)より、
�@で杭周面抵抗力が極限周面抵抗力Rfに達していると仮定したことは妥当である。

理由：算出したSbの値は、仮定条件（Sb>6.0mm）と整合するため。

　４
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。
（テキストP. 9)

2. 記述の通り。

3. 記述の通り。

4. コンピューターソフトウェアの利用者には、構造工学の知識習得と構造的センスの醸成が必要。構造設計者にとって解析プログラムを使用することは、あくまで構造設計のための手段であることを強く認識し、解析後には結果の評価を必ず行って解析内容が妥当かどうかを確認しなければならない。（テキストP. 12)

　２
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。
（法第8第1項）

2. 構造計算適合性判定の要否は計算方法によるが（法第20条第二号イ又は第三号イ）、構造設計ー級建築士の関与は建築物の規模による（士法第20条の2第2項）。

3. 記述の通り。
（法第20条第2項及び令第36条の4)

4. 記述の通り。
（令第36条第1項）

　２
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。
検討には時刻歴応答解析が用いられることが多い。（法第20条第1項第一号）

2. 屋上から突出する水槽、煙突その他これらに類するものにあっては、高さに関係なく検討する必要がある。（技術基準解説書P.269、平12国交告第1389号）

3. 記述の通り。
地震力算定用重量には短期積雪荷重の35％を見込む。（技術基準解説書P. 249、令第82条第一号〜第三号、第82条の5第一号）

4. 記述の通り。
屋根ふき材、特定天井に対しても耐震計算も含んでいる。
（技術基準解説書P.456、令82条の5第七号）

　１
[ 解答解説 ]
1. 教室につながる廊下なので基礎用は3,200N/m²で、支える床の数が3なので0.90倍してよいので2,880N/m²までの低減となる。 （技術基準解説書P.273、令85条） （技術基準解説書P.273、令85条）

2. 記述の通り。
（技術基準解説書P.274、令86条第6, 7項）

3. 記述の通り。
但し、遮蔽物が建築の供用期間中存在することが絶対条件。また、どの程度低減できるのかは風洞実験等により確認する必要がある。（令87条第3項、技術基準解説書P. 281)

4. 記述の通り。
（技術基準解説書P. 309)

　３
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。
（技術基準解説書P.355、平19国交告示第593号第一号イ(3))

2. 記述の通り。
局部座屈の検討は、部材の塑性化が想定される領域について行う。（技術基準解説書P.363)

3. 伸び能力のないアンカーボルトを使用した場合であっても、柱脚の保有耐力接合を満足する場合は、Dsを割り増す必要はない。（技術基準解説書P.636、642)

4. 記述の通り。
（技術基準解説書P. 375、376)

　４
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。
（技術基準解説書P. 395)

2. 記述の通り。
（技術基準解説書P. 396)

3. 記述の通り。
（技術基準解説書P. 395)

4. ptは付着割裂破壊に係る係数である。
（技術基準解説書P. 396)

　３
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。
（技術基準解説書P.420、昭62建告第1902号）

2. 記述の通り。
（技術基準解説書P.420、令第109条の2の2）

3. ルート2の場合に筋交いが負担する水平力の割合(B）による割増が必要になる。（技術基準解説書P.422、昭55建告第1791号第1)。

4. 記述の通り。
（平28国交告示第611号、テキストP.240）

　１
[ 解答解説 ]
1. 最大瞬間風速ではなく、10分間平均風速である。（テキストP. 106)

2. 記述の通り。
直交方向振動や捩れ振動についても考慮しなければならない（平12建告1461号第3、技術基準解説書P. 488、テキストP. 110)

3. 記述の通り。
告示で定める風力係数、風圧係数および速度圧などの定義と異なる場合はそのまま使用できない。（テキストP. 116)

4. 記述の通り。
（テキストP.209)

　２
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。
（技術基準解説書P. 341)

2. 転倒崩壊形となる場合でも浮上りは生じないものとして計算する。
（技術基準解説書P. 346)

3. 記述の通り。
（技術基準解説書P. 347）

4. 記述の通り。
（技術基準解説書P. 347）

　４
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。
（技術基準解説書P. 397)

2. 記述の通り。
（技術基準解説書P. 342、394等）

3. 記述の通り。
回転系の崩壊形では部材種別を決めることが出来ないため固定としている。
（技術基準解説書P. 402)

4. 転倒に対する検討は塔状比が4を超える場合である。（技術基準解説書P. 343)

　
[ 解答解説 ]
�@　(ｴ) てこ反カ
�A　(ｸ) より大きく
�C　(ﾁ) 荷重増大
�D　(ｼ) 過小

この床組みにおいて、片持小梁Csb40は、控え小梁sb40と連梁になっており、大梁G1と小梁sb50の2点で支持されている。このとき、片持小梁Csb40の出の長さに対して、控え小梁sb40の長さが短いため、てこ反カの影響で、G1支持点の反力は、片持小梁Csb40に作用する支配荷重より大きくなる。

そのため、小梁、大梁に作用する床荷重が実況に応じて計算されたとしても、大梁G1に作用する部材荷重が過小評価される。この不具合を解消するために、この床組み内の小梁をすべて大梁としてモデル化する方法もあるが、入力が煩雑となる。そこで、入力の煩雑化を避け、小梁を小梁のままモデル化する場合は、てこ反カによる荷重増大分を大梁G1への追加荷重として入力する必要がある。

片持小梁Csb40のたわみは、通常の元端固定条件下の計算では過小評価されることから、控え小梁sb40及び支持大梁G1、支持小梁sb50も含めた解析モデルで計算する必要がある。

[ 解答解説 ]
�@ 鉛直力を支持
�A せん断破壊する時点の手前

脆性部材がないものとして計算する方法」は、脆性部材を取り除いたとしても周辺の部材で鉛直力を支持できる場合を想定したものである。せん断破壊する柱の両端をピンとすることは、せん断破壊した後も、その柱が鉛直力を支持できると仮定していることになるので、このモデル化は別途詳細な検討をしない限り不適切である。柱のせん断破壊モードを許容し、強度抵抗型の架構(Ds = 0.55)として設計する場合で、この架構の保有水平耐力を増分解析で計算する場合、せん断破壊する時点の手前で増分解析を打ち切り、その時点を保有水平耐力とする必要がある。

[ 解答解説 ]
　�@ 1.96
　�A 4 × 1.96 × 1.0 = 7.84
　�B 3 × 1.96 × 1.0 = 5.88
　�C 2.80
　�D 0.80
　�E 7.30
　�F 24.69

壁倍率1.0は、許容せん断耐力で1.96kN/mに相当することから、1階柱(ｱ) の右側耐力壁(ｳ) の許容せん断耐力は、4 × 1.96 × 1.0 = 7.84kNである。2階柱(ｲ) の右側耐力壁(ｴ) の許容せん断耐力は、3 × 1.96 × 1.0 = 5.88kNである。

したがって、式(1)に1階と2階のそれぞれの値を代入すると、以下のようになる。

T1 = {7.84× (3.0 /1.0) × 0.8 +5.88 ×( 2.80/1.0) × 0.80 } − 7.30
　＝24.69 kN

　１
[ 解答解説 ]
耐力壁に生じる存在応力 → 耐力壁の許容せん断耐力

　
[ 解答解説 ]
全体崩壊形を形成したRmax=1/60時を崩壊形とし、各部材の負担水平力から柱の部材群としての種別を判定する。
・部材の耐力の割合の算定
　γA = 5,445/(5,445 + 6,655) = 0.45
　γC = 0/(5,445 + 6,655) = 0.00

・部材群の種別の判定
　次の表により判定する


γAく0.5であることから部材群としての種別はAではない。
γC < 0.5であり、部材群としての種別はAでないことから、部材群としての種別はBの条件にあてはまる。
→　部材群としての種別はB

　
[ 解答解説 ]
全体崩壊形を形成したRmax=1/60時を崩壊形とし、各部材の負担水平力から柱の部材群としての種別を判定する。
・βuの算定
　βu = 9,900 / 22,000 = 0.45
・Dsの判定
　次の表により判定する。


　柱の部材群としての種別：B
　耐力壁の部材群としての種別：A
　βu = 0.45
であることから、Ds = 0.40となる

[ 解答解説 ]
Rmaxが1/250時点の層せん断力を採用するのが適切。
理由は以下の通り。
・耐力壁はせん断破壊後に構造耐力上支障のある急激な耐力低下を起こすことから、Rmax=1/250時点より変形が進むと、架構は耐力を維持できる状態でなくなっている。

・上記より、以降のそれ以降の解析で得られた層せん断力は実際の架構の耐力を反映できていない。

[ 解答解説 ]

・BMuの算定
　BMu = Mo × (bDFc − 0.52bDFc)/(bDFc − 0.4bDFc) = 0.8 Mo
・QBの算定
　QB= (0.2Mo + BMu) /ho = (0.2Mo + 0.8Mo)/ho= Mo/ho

[ 解答解説 ]
・QMの算定
ステップAの時の柱せん断力 QAを算定する。
AMu = Mo × (bDFc − 0.4bDFc) / (bDFc − 0.4bDFc) = Mo
QA = (0.2Mo + AMu)/ho = (0.2Mo + Mo) /ho= 1.2Mo / ho
QA > QBにつき、柱脚に塑性ヒンジが発生以後の柱の最大せん断力QMは下記となる。
QM = QA= 1.2Mo / ho

・minQsuの算定
破壊モードを曲げ破壊とするためには式(2)を満足する必要があることから、minQsuは以下となる。

minQsu = 1.25QM = 1.50 Mo/ho

[ 解答解説 ]
これまでの回答及び、問題文中の値から、下表に従って判定する。



問題文の条件では、せん断破壊、圧縮破壊以外の構造耐力上支障のある急激な耐力の低下のおそれのある破壊の有無は確認できないが、そのような破壊が生じない条件においては、上記より当該柱の種別はFCと判定される。

[ 解答解説 ]
1) 一次設計における許容応力度計算を行うに当たり、地震力の算定に用いる標準せん断力係数をCo ≧ 0.3とすること。その際、図2より本建物の柱は冷間成形角形鋼管(BCR295)を用いた通しダイアフラム形式（内ダイアフラム形式以外の形式）の柱はり接合部となっているので、柱の地震時応力は1.3倍に割り増して許容応力度の検定を行うこと。

2) 水平力を負担する筋かいの端部及び接合部を保有耐力接合とすること。

[ 解答解説 ]
地震層せん断力Q1を求める。
　Z=1.0
　第二種地盤で Tc= 0.6 > T= 0.03 × 3m=0.09sec.
より、Rt = 1.0
　平屋建てにより A1 = 1.0
　R階の地震時重量は1,000kNなので、W1 = 1,000kN
　耐震計算ルート1-1を採用する場合の標準せん断力係数Coの最小値はCo=0.3
よって、
Q1 = Z•Rt •A1•Co •W1
　 = 1.0 × 1.0 × 1.0 × 0.3 × 1000
　 = 300kN

筋かいは圧縮力を負担しないので、筋かいが負担する全体の80％の層せん断力は全て引張側の筋かいが負担する。筋かいの軸力は材軸方向の成分となるので、負担する層せん断カの5/4倍となる。

従って、筋かいの短期軸応力Nは、
N = Q1 × 0.8 × 5/4= 300kN
となる。

[ 解答解説 ]
筋かい材の全断面積 Ag及び基準強度Fは表2より、
Ag = 1,505 (mm²)
F = 235 (N/mm²)
よって、筋かいの軸部降伏耐力Nyは式(2)より、
　Ny = Ag × F
　　　= 1,505 × 235
　　　= 353,675N = 353.7kN

[ 解答解説 ]
ボルト穴による断面欠損の総和ΣAdは、表3及び図2より、孔径18mm、山形鋼板厚6mm、高カボルトは1列配置なので、
ΣAd = 18 × 6 × 2 =216 (mm²)

山形鋼の突出脚の無効長さ分の断面積の総和Σhn•tは、表1、図2及び図3より、
Σhn•t = 0.33 × 65 × 6 × 2 = 257 (mm²)
筋かい材端部の有効断面積bAeは、
bAe = Ag − ΣAd − Σhn•t
　　= 1,505 − 216 − 257
　　= 1,032 (mm²)
筋かい材の破断応力度bσuは、表2より
bσu = 400 (N/mm²)
よって、筋かい母材端部の破断耐力bNuは式（3）より、
bNu = bAe × bσu
　　= 1,032 × 400
　　= 412,800N = 412.8kN

[ 解答解説 ]
図2、図3及び表3より、
　ボルトの本数　n=4
　ボルトがせん断を受ける面数　m=2
　高力ボルトの1本の軸断面積 fA=201 (mm²)
高カボルト破断の有効断面積fAは、
　tAe = 0.75 × n × m × fA
　　　= 0.75 × 4X 2X201= 1,206 (mm²)
表3より、ボルトの破断応力度fσuは
　fσu = 1,000 (N/mm²)
よって、高カボルトの破断耐力fNuは式(4)より
　fNu = fAe × fσu = 1,206 × 1,000
　　　= 1,206,000N= 1,206kN

[ 解答解説 ]
式(1)の右辺 α•Ag•Fは�@の結果より、
　α•Ag•F = 1.2•Nγ = 1.2 × 353.7
　　　　　 = 424.4kN

「筋かい母材端部の破断」形式の場合の式(1)の左辺 Aj•σuは�Aの結果より、
　Aj•σu = bNu = bAe × bσu
　　　　　　　= 412.8kN < α•Ag•F = 424.4kN
これは式(1)を満足していない。

「高カボルトの破断」形式の場合の式(1)の左辺 Aj•σuは�Bの結果より、
　Aj•σu = fNu = fAe × fσu = 1,206kN > α•Ag•F = 424.4kN
これは式（1）を満足している。

保有耐力接合を満足するためには、全ての破断形式において式(1)を満足しなければならない。しかし、この筋かいの接合部は「筋かい母材端部の破断」形式の場合に式(1)を満足していないため、保有耐力接合を満足していない。

[ 解答解説 ]
1) 「筋かい又はガセットプレートのはしあき部分の破断」形式

2) 「ガセットプレートの破断」形式

3) 「ガセットプレート溶接部の破断」形式

　２
[ 解答解説 ]
1．◯
初期は鋼管とPC鋼棒ともに張力の導入に伴う応力が生じているため、軸剛性は鋼管とPC鋼棒の累加となる。記述の通り。

2．×
鋼管が剛体であると見なせる場合、鋼管の変形は0であるため離間するときの引張力はNiと等しくなる。よって不適当。

3．◯
初期状態での鋼管の縮み量は (L・Ni)/(Ep・Ap)
離間するまでの剛性は鋼管とPC鋼棒が両方とも有効なため、
(Eb•Ab+Ep•Ap)/L
よって、離間するのに必要な軸力は、
(Eb•Ab+Ep•Ap)/L × (L•Ni)/ (Ep•Ap)
= (Eb•Ab+Ep•Ap)/ (Ep•Ap) × Ni

Eb•Ab > 0より
(Eb•Ab+Ep•Ap)/ (Ep•Ap) ＞ 1
よって、記述の通り。
（平成30年度4肢択ー式No.2)

4．◯
離間後は鋼管の軸力はなくなり、PC鋼棒のみの剛性となる。記述の通り。

　１
[ 解答解説 ]
1．×
クリープひずみが生じることでコンクリートの剛性は下がるため、圧縮応力は対的に剛性が上がる鉄筋側に集まる。よって、不適当。
（令和2年度4肢択ー式No. 15)

2．◯
記述のとおり。
（テキスト第Il編第1章2-2鉄筋コンクリートP. 131)

3．◯
記述のとおり。
（テキスト第Il編第3章3-6部材の強度と剛性P. 283)

4．◯
記述のとおり。
（テキスト第Il編第3章3-1コンクリートの材料特性P. 273)

　３
[ 解答解説 ]
1．◯
記述のとおり。
（テキスト第II編第1章3-4主体構造の計画P. 145)

2．◯
記述のとおり。

3．×
設計の初期の段階から、建築家と構造設計者の協働が重要であるため、不適当。
（テキスト第1編第1章1構造設計者の役割と責任P. 6)

4．◯
壁の量やスパン数によっては、逆せん断力が必ず発生するわけではないが、一般的には逆せん断力が発生することもあると考えられるので３よりは適当であると考えられる。 （テキスト第II編第1章4-2構造解析とモデル化P. 158)

　２
[ 解答解説 ]
1．◯
記述のとおり。
（テキスト第Il編第2章2-2耐震設計法P. 178)
2．×
漸増載荷解析では一定の水平力部分布を仮定するなど、保有水平耐力の計算は地震時の応答変形を求めるものではないため、必要保有水平耐力が発揮される時点の変形は、極めて稀に発生する地震動に対する架構の最大応答変形とは必ずしも一致しないため、不適当。（テキスト第Il編第2章2-2耐震設計法P. 179)

3．◯
記述のとおり。
（テキスト第Il編第2章2-2耐震設計法P. 184)

4．◯
記述のとおり。
（テキスト第Il編第2章2-3時刻歴応答解析による耐震設計P. 185)

　１
[ 解答解説 ]
1．×
ボルト等の曲げ降伏など脆性的な破壊でない降伏モードもあるため不適当。

2．◯
記述のとおり。
（平成12年建設省告示第1351号）

3．◯
記述のとおり。
（テキスト第II編第3章1-3鉛直架構のモデル化と靭性P. 237)

4．◯
記述のとおり。
（テキスト第II編第3章1-2材料 許容応力度P.225))

　４
[ 解答解説 ]
1．◯
記述のとおり。
（テキスト第II編第3章2-1鋼材の特性P. 252)

2．◯
記述のとおり。
（テキスト第II編第1章2-1鋼材P. 124)

3．◯
日の字断面のような閉断面とすることで、ねじり剛性だけでなく弱軸剛性の増加が図られ横座屈防止には有効である。
記述のとおり。

4．×
細長比が限界細長比を超えた領域での座屈耐力は弾性座屈となり、ヤング率と長さが影響し、鋼材の降伏強度は影響しない。したがって、降伏強度の高い鋼材を使用しても座屈耐力は向上しないため、不適当。

　３
[ 解答解説 ]
1．◯
記述のとおり。
（テキスト第II編第3章3-8部材の変形性能P. 290)

2．◯
記述のとおり。
（テキスト第II編第3章3-8部材の変形性能P.291)

3．×
中子筋の採用は主筋の座屈防止にも有効であり変形性能の改善に大きな効果があるため、不適当。
（テキスト第II編第3章3-8部材の変形性能P. 287)

4．◯
記述のとおり。
（テキスト第II編第3章3-8部材の変形性能P. 287)

　４
[ 解答解説 ]
1．◯
記述のとおり。

2．◯
記述のとおり。
（テキスト第11編第3章6-1免震構造P. 323)

3．◯
性状の違う鋼材ダンパーと粘性ダンパーを組み合わせることは、最大変位と最大速度の位相差を利用することになる。その結果、応答低減効果が向上することがある。
記述のとおり。

4．×
一般に柱の軸変形の大きいスパンでは全体変形の中における曲げ変形成分の影響が大きいと考えられることから、せん断変形が相対的に小さいと考えられる。そのため、せん断型制振装置の場合にはエネルギーの吸収性は下がると考えられるため、不適当。

　３
[ 解答解説 ]
1．◯
記述のとおり。
（テキスト第1I編第3章7-3地盤調査P. 338)

2．◯
テキストにあるように、液状化判定の対象とすべき地盤の条件には、「沖積層または埋め立て地盤」という言葉はなくなっているが、注意が必要と記載されており内容的にはほぼ適当と考えられる。（テキスト第1I編第3章7-2地盤に関する基礎知識P. 333)

3．×
杭頭部の変形の発生とともに周面摩擦抵抗が先行し、その後に先端抵抗が発生するのが通常の杭基礎の抵抗であるので、不適当。（テキスト第1I編第3章7-5基礎の設計P. 347)

4．◯
記述のとおり。
（テキスト第1I編第3章7-5基礎の設計P. 350)

　２
[ 解答解説 ]
1．◯
（テキスト第II編第4章1-2既存建築物に対する耐震化対策P.375)

2．×
下階壁抜け柱の検討の際には、2次診断であっても、フレーム解析の概念を用いて変動軸カレベルの検討を行うなど有効であることから、適用できないわけではないので不適当。（テキスト第II編第4章2-2耐震性の判定P. 381)

3．◯
記述のとおり。
（テキスト第II編第4章3-2耐震性の判定P. 386)

4．◯
記述のとおり。
（テキスト第II編第4章4-2一般診断法P. 389)