構造設計一級建築士 とらの巻

　３
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
変形から剛性を求める。
柱1本あたりの荷重はP/3となり、片持ち梁のたわみの公式から骨組Bの変形は
　δB = H³/3EI × (P/3)

両端固定の場合は長さが1/2の場合の片持ち梁の2倍と同じになるので、
骨組Aの変形は
　δA = 2(H/2)³ /3EI × (P/3)
水平剛性 K = P/δより
KA = 36EI/H³、KB = 9EI/H³
よって、KA：KB=4 : 1

2．記述の通り。
塑性破壊が曲げ降伏による崩壊形であるかは記述されていないが、せん断破壊しないものとして検討を行う。

柱の塑性モーメントをMuとすると、骨組Aは柱上下端がMUとなり、骨組Bは上端のみMuとなる。この時の柱1本あたりのせん断力は骨組Aでは QA=2Mo/H 骨組BではQB＝Mo/H となるので、PA：PB = 3 × QA：3 × QB = 2：1

3．固有周期の公式は T = 2π√(m/k)。 1.より水平剛性の比は4: 1のため、周期が同じとなるためには質量比もmA：mB = 4：1である必要がある。
よって、不適当。

4．記述の通り。
オイラーの座屈荷重は
　Pcr = π² EI/Lk²
　ここで、Lkは座屈長さ
　両端固定で水平拘束なしの場合、
　Lk = H よって PcrA = π² EI/H²
　片側ピンで水平拘束なしの場合、
　Lk = 2H よって PcrB= π² EI/(2H)²
よって、VA: VB = PcrA : PcrB = 4 : 1

　２
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（テキスト第Il 編第1章2-1鋼材P. 123)

2．降伏比は低いので、不適当。
　SUS304 約0.4 ＜ SS400 約0.6
（テキスト第Il 編第1章2-2鋼材 P. 126)

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

4．記述の通り。
（テキスト第Il編第1章2-3木材 P. 134)

　１
[ 解答解説 ]
1．コンファインド効果の説明は正しいが、曲げ剛性は向きによっては角型鋼管の方が大きくなるので不適当。

2．記述の通り。

3．記述の通り。

4．記述の通り。

　２
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（施行令第88条第2項）

2．液状化は間隙水圧の上昇によって有効応力が減少することで発生するため、誤り。
（テキスト第II編第3章7-2地盤に関する基礎知識P. 333)

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．記述の通り。
（テキスト第1I編第2章2-3時刻歴応答解析による耐震設計P. 185)

　４
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（テキスト第II編第1章2-1鋼材P. 123)

2．記述の通り。

3．記述の通り。
（テキスト第II編第3章2-2部材の設計P. 255)

4．モーメント勾配がある場合は、等曲げの場合に比べて横座屈耐力は大きくなるので、均等曲げを受ける場合の方が、横座屈曲げ耐力は小さくなる。
よって誤り。 （テキスト第II 編第3章2-1鋼材の特性P. 256)

　３
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。

2．記述の通り。

3．柱の部材種別の決定のうちせん断に関するものは、τu/Fc の数値であり、せん断補強筋を増やしても部材種別は変更できないため、不適当。（昭 55建告第1792号第4)

4．記述の通り。

　２
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。

2．混構造の場合、木造階の剛性率は0. 6以上を満足する必要があるため、不適当。
（テキスト第1I編第3章1-1木質構造建築物の概要P. 224)

3．記述の通り。

4．記述の通り。

　１
[ 解答解説 ]
1．制振ダンパーの接合部は、ダンパー軸剛性•軸耐力に対して十分な剛性を有している必要があり、不適当。
（テキスト第 �U 編第3章6-2制振構造P. 329)

2．記述の通り。
（テキスト第 �U 編第3章6-1免震構造P. 319)

3．記述の通り。
（テキスト第 �U 編第3章6-1免震構造P. 319)

4．記述の通り。

　２
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。

2．サンプリング深さが深い場合には、サンプリングから試験時までに応力開放などで資料にひび割れなどが発生することがあるため、3軸圧縮試験を行うのが望ましいため、不適当。
（テキスト第 �U 編第3章7-2地盤に関する基礎知識P. 334)

3．記述の通り。
（テキスト第 �U 編第3章7-4基礎構造計画P. 340)

4．記述の通り。
（テキスト第 �U 編第3章7-5基礎の設計P. 347)

　２
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（テキスト第II編第4章3-2耐震性の判定P. 387)

2．第2次診断で想定しているのは柱崩壊型の構造特性で、梁は剛強と考え計算では考慮しないため、不適当。
（テキスト第II編第4章2-2耐震性の判定P. 381)

3．記述の通り。
（テキスト第II編第4章3-2耐震性の判定P. 387)

4．記述の通り。

[ 解答解説 ]
解答例中で計算結果を表示する場合は、途中表示も含めて有効数字3桁とする。

qαL =1/3 ×( a•c•Nc + β•γ1•B•Nγ + γ2•Df•Nq )　・・・式(1)

支持地盤の土質が粘性土であることから内部摩擦角φ= 0.0° なので、
表1よりNc= 5.10、Nγ = 0.0、Nq= 1.00となる。

底版形状は 2m × 2mなので
B = 2.00、L = 2.00より
α= 1.0 + 0.2×(2/2) = 1.2

問題文より c = qu/2 = 200/2 = 100（kN/m²）となり、
　α•c•Nc = 1.20•100•5.10 = 612（kN/m²）
　β•γ1•B•Nγ = 0.0（kN/m²）
また問題文中に「根入れの影響は無視する」とあるので、
Df = 0.0であり、
γ2•Df•Nq = 0.0（kN/m²）
したがって式(1)より算定される地盤の長期許容鉛直支持力は、

qαL = 1/3 ×( a•c•Nc + β•γ1•B•Nγ + γ2•Df•Nq )　
　　= 1/3 ×( 612 + 0.0 + 0.0 )　
　　= 204（kN/m²）

[ 解答解説 ]
長期接地圧pは、長期鉛直荷重Wを底版面積Afで除して求める。
底板形状は2m × 2mなので、
　Af = 2.00 X 2.00 = 4.00(m²)
したがって
　p = w/Af = 700/4.00 = 175（kN/m²）

[ 解答解説 ]
p = 175 < qαL = 204より、
長期許容鉛直支持力が長期接地圧を上回っていることから、支持地盤の安全性に問題はない。

[ 解答解説 ]
　SE = Is•( 1 – νs²) / Es・p•B　・・・式(2)
基礎の剛性は∞と考え、底面形状は正方形であることから、表2より、
　ls= 0.88
また、vs = 0.40, Es = 15000(kN/m²), p = 175(kN/m²), B = 2.00(m)より
　SE = Is•( 1 – νs²)/ Es・p•B
　　= 0.88•(1−0.40²)/15000・175・2.00
　　= 0.0172（m）

[ 解答解説 ]
問題文に「十分に剛性のある基礎と想定する」とあるので、
�Cで考えた通り、SE = 0.0172（m）=17.2(mm)である。
したがってSE=17.2（mm）< 本建物の即時沈下量の限界値＝20（mm）
より、算定した即時沈下量は限界値を下回っていることから、
安全性に問題はない。

[ 解答解説 ]
問題文より杭先端有効径 dp = 3.00(m)であることから、 は杭先端から下に3.00(m)、上に 3.00（m）間の平均N値となる。したがって
　N = (1/6)× (30.0 + 30.0 + 54.0 + 54.0 × 3) = 46.0
　100•N = 100•46.0 = 4600 < 7500
　AP = 1.50 × 1.50 × π = 7.07（m²）
以上より、杭の極限先端抵抗力は
　Rp = 100•N•AP = 4600•7.07
　　= 32500（kN）

[ 解答解説 ]
2020年版建築物の構造関係技術基準解説書P.562より液状化のおそれのある地盤は、次に該当するような砂質地盤とされている。
・地表面から20m以内の深さにあること
・砂質土で粒径が比較的均ーな中粒砂等からなること
・地下水で飽和していること
・N値が概ね15以下であること
そこで液状化の検討を必要とする地盤種別は次の2つ、
・埋土（砂質土）
・シルト混じり細砂
とし、その理由は以下の3つとする。
(1) 地表面から20m以内の深さにある
(2) 地下水で飽和した砂質土である
(3) N値が15以下である

[ 解答解説 ]
砂質シルト層について、
Ns = 15.0、Ls = 7.00（m）、ψ= 2.00 × π＝6.28（m）より、
　Rfs =Σ3.3•Ns•Ls•ψ
　　　= 3.3•15.0•7.00•6.28
　　　= 2180（kN）

[ 解答解説 ]
シルト質粘士層について、
qu＝200(kN/m²)、Lc= 3.00(m), ψ = 6.28(m)より、
　Rfc = Σ( 1/2•qu•Lc•ψ)
　　 = 1/2•200•3.00•6.28
　　 = 1880（kN）

[ 解答解説 ]
RαL = (1/3)×(Rp +Rf)　・・・式(3)
�@よりRp = 32500（kN）
�BよりRfs = 2180（kN）
ここで、液状化層の扱いは長期の安定性に配慮し、GL−10m以浅の周面摩擦抵抗力は無視した。
�Cと問題文中「拡底部の周面摩擦抵抗力は考慮しない」とあるので、Rfc = 1880（kN）
よって
　Rf = Rfs + Rfc
　　= 2180 + 1880 = 4060（kN）
したがって、杭の長期許容鉛直支持力Rは
　RαL = (1/3)×(Rp +Rf)
　　　= (1/3)×(32500 + 4060)
　　　= 12200（kN）

[ 解答解説 ]
Mp = Zp（塑性断面係数）× 材料強度（= F値）
　 ＝2.1 × 10⁶× 235
　 = 4.94 × 10⁸ （Nmm）
　 = 494 (kNm)

[ 解答解説 ]
水平力を受ける架構の曲げモーメントは下図のようになる。



この際、筋かいが軸降伏せずC点、D点において塑性ヒンジが形成されるメカニズムを仮定すると
C点、D点における M = Mp =494（kNm）
BC間ならびにDE間のせん断力は
（M右 – M左）/L
= (494 – 0.0) /3.0 (m)
= { 0.0 – ( –494)} /3.0 (m)
=165（kN）

CD間のせん断力は
（M右 – M左）/L
= {( –494) – 494} /1.0(m)
= –988 （kN）
となる。

この際、C点ならびにD点でのせん断力の変化より、AC筋かい軸力の鉛直成分は、
C点{165 – ( –988)} = 1150 (kN)、
D点{( –988) – 165) = –1150 (kN)であり
筋かいの軸力Nは、
N =1150 (kN) /4.0 (m) × √(3.0² + 4.0²)
　= 1438 (kN)
となるため、筋かいの軸降伏耐力1200 (kN)を超えている。
以上より、メカニズムはAC筋かい、DF筋かいの軸降伏で生じていることが確認された。

上記の計算結果より、AC筋かいおよびDF筋かいの軸降伏によるメカニズム時の応力は
C点、D点における曲げモーメント、494 × (1200/1438)= 412 (kNm)
BC間ならびにDE間のせん断力、165 × (1200/1438) = 138 (kN)
CD間のせん断力、-988 × (1200/1438) = −824 (kN)となる。
なお、柱AB、EF、ならびに筋かいAC、DFは両端ピンで中間荷重が無いため、曲げモーメントならびにせん断力は生じていない。


M図（単位：kN•m)


Q図（単位：kN)

[ 解答解説 ]

終局せん断耐力を算定する際の材料強度は、
F/ √3 = 235/√3 =136 （N/mm²）
ウェブ断面積
Aw = (500 − 2 ×16) × 10 =4680 (mm²）
Qy =136 × Aw =136 × 4680 = 636000 (N)
　 = 636 (kN)
[No.2]より、C点、D点において塑性ヒンジが形成されると仮定した場合の、CD間のせん断力は 988 (kN)であり、
上記 Qy = 636 (kN)より大きい。
よって、梁CDはせん断降伏する。

[ 解答解説 ]

[ No.3 ]より、ウェブ降伏せん断耐力は Qy = 636 (kN)であり、
[ No.2 ]の、ブレース軸降伏によるメカニズムにおけるせん断力823 (kN)より小さい。
よって、CD間のウェブ降伏せん断耐力を大きくするための補強が必要である。
また、梁ウェブの幅厚比は（500 −16 × 2) /10=46.8となっており、
幅厚比（43√ (235/F) = 43）を満足していないため、中断に水平リブを設ける。

補強方法として板あて補強を採用した際の必要補強断面積および補強板の板厚は以下となる。
　必要補強断面積＝｛ (823 – 636) × 1000/136} = 1375 (mm²) → 1380 (mm²)
　1枚の補強板のせいを
（500mm – 50mm × 2 – 100mm) /2 =150 (mm)
　とすると、
　補強板の必要板厚は、
　1380mm²/150mm/ 4枚＝2.30 (mm)
となる。
必要補強量は上記のように少ないが、十分に安全とするため、ウェブ両側に t=6 (mm) の板を溶接により接合して補強する。
また、梁下フランジにブレースが接合する位置の構面外への変形を防止するためC点、D点位置に対して補剛を行う。

[ 解答解説 ]
梁が終局曲げモーメントに達した際の応力概念図を以下に示す。
なお、以降の計算において、軸力は圧縮側を正とする。



梁の終局曲げモーメントMuは問題文より108kNmであり、これが柱フェイス位置で作用するものと考えると、柱内法スパンは6m – 0.6m = 5.4mであることから、大梁のせん断力は以下となる。
　QGu = 108 × 2 / 5.4 = 40kN
このせん断力が柱に対する変動軸力となるので、
�@ NE = 40kN
柱の長期軸力NLは重量が360kNであることから、
　NL = 360 / 2 =180kN
よって柱AB及び柱DCに作用する軸力は以下のようになる。
�ANAB = 180 – 40 = 140kN
�BNDC = 180 + 40 = 220kN

柱の終局曲げモーメントは式(1)をMuについて展開すると、以下のように求められる。
�C柱AB : MuAB = 3/8 × (NAB + 220) = 135kNm
�D柱DC : MuDC = 3/8 ×(NDC + 220) = 165kNm

柱頭部の梁芯位置における曲げモーメントは柱AB，柱DC共に、
Mc = Mu + QGu × 0.3m
　 = 108 + 40 × 0.3
　 = 120kNm

柱脚部の曲げモーメントは前述の�C、�Dとなるので、柱AB及び柱DCに作用する水平力は、即ち柱のせん断力となるため、
�E 柱AB : PAB = (120 + 135) / 3.0 = 85kN
�F 柱DC : PDC = (120 + 165) / 3.0 = 95kN
（せん断力算出用の階高を梁芯からとしている点に注意）

よって、この架構の保有水平耐力は、
�GQu = 85 + 95 = 180kN
となる。

[ 解答解説 ]
柱及び梁の部材ランクを判定する。
柱について
　ho/D = (3000 –250) / 600 = 4.58
　σo/Fc = (220000 / 600²) /18 = 0.0340
　Pt = 0.7%
　τu/Fc = (95000/600²)/18 = 0.0147 < 0.10
　以上より、柱はFAランク

梁について
　τu/Fc = (40000/300/500)/18 = 0.0148 < 0.15
　以上より、梁はFAランク

以上より架構のランクはFAとなり、構造特性係数Ds = 0.30となる。
よって必要保有水平耐力Qunは以下のようになる。
Qun = Z•Rt•Ai•Co•Ds•Fes•W
　　= 1.0 × 1.0 × 1.0 × 1.0 × 0.30 × 1.0 × 360
　　= 108kN

[ 解答解説 ]
黄色本 P395 「6.4.4(2) 鉄筋コンクリート造の構造特性係数Dsの算出方法」 参照

c)柱のせん断力に起因するもう一つの脆性破壊の形式として，異形鉄筋を主筋とする柱の付着割裂破壊がある。一般に鉄筋コンクリート造部材の曲げ補強筋として用いられる異形鉄筋とコンクリートとの付着性能は非常によく，鉄筋がコンクリートから抜け出すことはまずない。しかしながら，抜け出さない代わりに，鉄筋周囲のコンクリートを局部的に破壊し，結果的に抜出しと同じくコンクリートと鉄筋がばらばらになる状態に至る。これを付着割裂破壊と呼ぶが、この破壊形式は抜出しとは異なり，引張側のかぶりコンクリート部分が剥落するので逆向きの曲げ応力の下では部材せいの減少による耐力低下も生じる。

この破壊形式は、引張鉄筋の存在応力の材長方向の変化が大きい時，すなわち，曲げ応力とせん断力とがともに大きい時に， 1本の引張鉄筋に対するコンクリート断面の幅が小さい部材で生じる。具体的には，引張側で多数の鉄筋が一列に並ぶ部材で引張側のかぶりコンクリートが

【破壊形式】
付着割裂破壊

【力学的特徴】
引張鉄筋の存在応力の材長方向の変化が大きい時、即ち、曲げ応力とせん断力とがともに大きい時に、1本の引張鉄筋に対するコンクリート断面の幅が小さい部材で生じる。鉄筋周囲のコンクリートを局部的に破壊し、コンクリートと鉄筋がばらばらになる破壊状態となる。

　２
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。
（青本 第�T 編第 1章 4 コンピューター依存社会の構造設計）

2. 保有水平耐力時の変形は、極めて稀に生ずる地震力に対する最大応答変形とは必ずしも一致しない。
（青本第�U編第2章2-2耐震設計法）

3. 記述の通り。
ベースシア係数：
１階（最下層）の層せん断力係数。
層せん断力係数はCi=Z×Rt×Ai×Co
　Ai分布は1階では1.00なので
ベースシア係数は、標準せん断力係数に地域係数Z、振動特性係数Rtをかけた値
また、1階の層せん断力を建物全重量で割ることでベースシア係数を算定できる。

4. 記述の通り。

　４
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。
（青本第�T編第2章2-2建築基準法一級建築士の業務と責任）

2. 記述の通り。
（青本第�T編第2章1-1建築基準法における構造関係規定の位置づけ）

3. 記述の通り。
（令第80条の3 土砂災害特別警戒区域内における居室を有する建築物の構造方法）

4. 記述の通り。
法適合確認を行った構造設計一級建築士は、その確認に係る建築物について、建築基準法上の設計者に含まれることとなっている。
（青本第�T編第 2章2-2構造設計一級建築士の業務と責任）

　３
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。


2. 記述の通り。
（昭55建告第1793号第2）

3. 記述の通り。
特別な調査又は研究に基づき設計用一次固有周期を求める場合は、基礎及び基礎杭の変形が生じないものとして、構造耐力上主要な部分の初期剛性を用いて算出する。
（昭55建告第1793号第3）

4. 記述の通り。
（平成19年国交告第594号第2三 ハ）

　２
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。

2. 除外規定は屋根版が鉄筋コンクリート造又は鉄骨鉄筋コンクリー ト造であり、鉄骨造は除外されない。(平成19年国交告第594号第2三ホ)

3. 記述の通り。
(平12建告第1459号第2一)

4. 記述の通り。
バルコニー先端を柱で支持した場合など、鉛直方向に振動の励起の恐れがない場合は、鉛直震度1.0Zの考慮は除外される。

　４
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。

2. 記述の通り。

3. 記述の通り。

4. STKR材を用いた場合、局部崩壊は許容されない。
(平19国交告594号第4 三 口)

　2
[ 解答解説 ]
耐震性を向上させる方法としては、柱梁接合部の耐力を大きくする、または設計用せん断力を小さくする方法がある。

1. せん断耐力が大きくなる。

2. せん断耐力が小さくなる。

3. 設計用せん断力が小さくなる。

4. せん断耐力が大きくなる。

　４
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。


2. 記述の通り。
（昭55建告第1791号第1）

3. 記述の通り。
（昭55建告第1792 号第2）


4. 並列材の強度を割り増しできるのは、曲げ強度である。（平12建告1452 号）

　４
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。
（青本第II編第2章3-3耐風設計の要点）

2. 「極めて稀に発生する最大級の暴風に対しては、陽な形では義務づけられていない。しかし、外装材も建築物を構成する重要な要素であり、それがなくなると、構造骨組設計時に想定した空力的特性や構造的特性まで変わる。」と記載されているが、最も不適当とまでは言えないと考える。
（青本第II編第2章3-2建築物等の風による被害や振動現象）

3. 記述の通り。
（青本第II編第2章3-1耐風設計で対象とする強風 ）

4. 風圧力が 1.25倍ではなく、風速(Vo)が 1.25倍である。したがって、風圧力はVoの2乗に比例するので、1.25² = 1.56倍となる。
（青本第II編第2章 3-1耐風設計で対象とする強風）

　１
[ 解答解説 ]
1. 建築物に必要な最大水平抵抗力を建築物の変形性能に応じて、低減させる要素が構造特性係数Dsである。

2. 記述の通り。
（令82条の6、令82条の3 )

3. 記述の通り。


4. 記述の通り。

　３
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。
(平19 国交告第594号第4)

2. 記述の通り。

3. 部材種別がすべて FAであっても、(1)筋交い端部の接合部、(2)柱及び梁の接合部、(3)梁の横補剛が十分であって急激な耐力の低下の恐れがない場合の条件を満たさない場合はFD部材としなければならない。
(昭55建 告第1792号第3 三)

4. 記述の通り。

[ 解答解説 ]

設計用一次固有周期 T = h (0.02+0.01α)
α = (2.8+2.8+1.0)/9.8 = 0.673
T = h (0.02+0.01 × α)
　= 9.8×(0.02+0.01×0.673)
　= 0.262秒

[ 解答解説 ]
緩和規定による地震力算定用重量(kN)


W1+W2+W3 = 800 + 210 + 160
　　　　　　= 1170kN
　　　　　　> 2(W2+W3)
　　　　　　=2(210+160) = 740kN
より、
1階部分の地震力算定用重量を2階部分の地震力算定用重量の2倍とする。

1階部分の地震力算定用重量
ΣWi’ = 2(W2+W3) = 740kN

[ 解答解説 ]

　�@ 2
　�A B
　�B 節点
　�C 付帯梁
　�D 剛な梁(壁エレメント)
　�E 軸力
　�F 応力
　�G 過小
不都合点は、 2FL、 B通りに節点が生成されている点である。

1階 B通りの柱は、 2FLにおいて付帯梁のみに接続しており、2階の剛な梁(壁エレメント)に接続していない。そのため、この柱には、2FLの付帯梁を介してのみ応力伝達され、剛な梁(壁エレメント)からは応力伝達されない。その結果、この柱の軸力及び1FL、 B-C間の梁の応力が過小評価される可能性がある。

これらの不都合点を解消するためには、2階以上の耐力壁をA-B間とB-C間で2分割してモデル化するなどして、付帯梁の中間（両端以外）に節点が生成される状態を回避する必要がある。

[ 解答解説 ]

　�@ 2
　�A 3
　�B 剛床仮定
　�C 上下弦材
　�D 軸
　�E 過小
　�F 水平
<参考>
問題文では「節点の水平変形」となるが「節点の水平変位」の方が適切である。
　�G 応力(又は、曲げ応力)

[ 解答解説 ]
・下記の式にて層せん断力を算定する。
　Qi= Ci・ΣWi
　Ci = Z・Rt・Ai・Co
・地域係数Zの算定
　　地域係数 Z = 1.0
・振動特性係数Rtの算定
　　地盤種別が第二種地盤なので Tc = 0.6秒
　　建物高さ h = 3m + 3m = 6m
　　当該建物は 1階、 2階とも鉄骨造なので
　　設計用1次固有周期を算定する際
　　α = 1
　　設計用 1次固有周期
　　T = h (0.02 + 0.01α)
　　　= 6×( 0.02 + 0.01× 1 ) = 0.18秒
　　T く Tc より Rt = 1.0
・せん断力分布係数Aiの算定
　　下記の式にて算定する
　　
　　2 階αi = 2 階のΣWi/全体のΣWi
　　　　　= 1000kN/2000kN = 0.50
　　1階αi = 1階のΣWi/全体のΣWi
　　　　　= 2000kN /2000kN= 1.00
　　2 階の Aiは上式より 1.21
　　1階の Aiは上式より 1.00

・標準せん断力係数Coの算定
　　許容応力度計算において用い得る最小の値なので Co = 0.2
・各階の地震層せん断力係数Ciの算定
　　2 階：Ci = Z・Rt・Ai・Co
　　　　　　= 1.0 × 1.0 × 1.21 × 0.2 = 0242
　　1 階：Ci = Z・Rt・Ai・C0
　　　　　　= 1.0 × 1.0 × 1.00 × 0.2 = 0.200
・地震力 Q1およびQ2の算定
　2 階 Q1 = Ci・ΣWi = 0.242 × 1000kN = 242 kN
　1 階 Q2 = Ci・ΣWi = 0.200 × 2000kN = 400 kN

[ 解答解説 ]
・筋かいの短期設計用軸応力Nの算定
　　筋かいの負担せん断力
　　　筋かいは建物の 1階に2面存在し、
　　　また圧縮力を負担しないため、地震時に有効な筋かいは
　　　2面 × 1台 = 2台
　　　建築物の層せん断力に対する筋かいの
　　　せん断力負担率は90%であるため、
　　　2 台の筋かいが負担する地震力は
　　　Q1×0.90=400kN × 0.90 = 360kN
　　　1台の筋かいが負担する地震力は360kN/2台 = 180kN

　　昭和55年建設省告示第1791号第2第一号
　　に示す表の数値を考慮する前の筋かいの軸応力
　　　筋かいの長さはスパン 4m、高さ 3mより
　　√( 4² + 3² ) = 5m
　　1台の筋かいの軸応力 = 180kN × ( 5/4 )=225kN

　　昭和55年建設省告示第1791号第2第一号
　　に示す表の数値を考慮した筋かいの軸応力N
　　建築物の層せん断力に対する筋かいのせん断力負担率 β = 0.90
　　下表より β > 5/7 より筋かい軸応力の割り増し係数=1.5

表


　筋かいの短期設計用軸応力
　　N=225kN × 1.5 = 338kN
・令第82条第三号の規定に関する検討
　　筋かいの短期許容軸応力
　= 筋かいの基準強度 × 有効断面積
　= 235N/mm² × 1,289mm²
　= 302915N → 303kN
筋かいの短期設計用軸応力Nが短期許容軸応力を上回っているため、 令第82条第三号の規定に適合しない。

[ 解答解説 ]
・各階のFsの算定
　1階の層間変形角を 1/X と仮定する
　2階の層間変形は 1階の層間変形の 3倍であり、
　1階と 2階の階高は同じであることから、
　2 階の層間変形角は 3/X となる。
　各階の層間変形色の逆数 rs は下記となる。
　　2階：X/3
　　1階：X
　rs の相加平均 rs = ( X/3 + X )/2 = 2/3 X
　剛性率Rs = rs/rs より各階の Rs は下記となる
　　2階：Rs = (X/3)/(2/3X) = 1/2 = 0.50
　　1階：Rs = (X)/(2/3X) = 3/2 =1.50
Fsは昭和55年建設省告示第1792号第7の表にて算定する。



　2階：Rs く 0.6 であるため、
　Fs = 2.0 − Rs / 0.6
　　 = 2.0 − 0.5 / 0.6 = 1.17
　1階：Rs ≧ 0.6 であるため、
　Fs = 1.00

・各階の Fes の算定
　Fes = Fe × Fs
　Fe は1.0であることから各階のFesは下記となる。
　2階：Fes2 = 1.0 × 1.17 = 1.17
　1階：Fes1 = 1.0 × 1.00 = 1.00

[ 解答解説 ]
・筋かいの種別の判定
　　筋かいの細長比は253
　　基準強度F = 235N/mm²
　　1980/√F=129 ≦ λ = 235 なので下表より筋かいの種別は BB となる。



・筋かいの部材群としての種別の判定
　筋かいの種別がBBであることから下表のγA及びγcは0となる。
　従って、筋かいの部材群としての種別はB となる。



・柱及び梁の部材としての種別の判定
　　梁はFA
　　柱は H-300 × 300 × 10 × 15
　　フランジ幅厚比 10 ウェブ幅厚比 27
　　基準強度 F=235N/mm²であることから、
　　下表より FB



・柱の種別の判定
　　2階：梁両端部に曲げ塑性ヒンジが形成されることから
　　　　梁の種別を採用しFA
　　1階：柱脚部母材の曲げ塑性ヒンジが形成されることから
　　　　柱の種別を採用しFB

・柱および梁の部材群としての種別の判定
　　2階：全ての柱の種別が FAなので
　　　　γA = 1.0 γc =0.0 から下表より A
　1階：全ての柱の種別が FBなので
　　　　γA = 0.0 γc =0.0 から下表より B



・ Dsの算定
　2階：柱及び梁の部材群としての種別 A
　　 　筋かいはないのでβu=0
　　　　従って下表より Ds = 0.25
　1階：柱及び梁の部材群としての種別 B
　　 　筋かいの部材群としての種別 B
　　 　 保有水平耐力に対する筋かいの水平耐力の割合は60%なのでβu=0.6
　　 　従って下表より Ds = 0.30



問題文には、柱脚のアンカーボルトの伸び能力の有無、αを考慮した柱脚の保有耐力接合の判定について記述が無いが、保有耐力接合と満足していると仮定した場合、 Ds の割増しは考慮しないとし 1階の Ds は 0.30 となる。