[ 解答解説 ]
?@引張鉄筋も圧縮鉄筋も引張降伏（引張領域）にあることから、 領域E

?A引張鉄筋はε y に到達し、圧縮鉄筋もε y に到達することから、 領域C

?B引張鉄筋はε y に到達するが、圧縮鉄筋は弾性範囲でε y に到達しないので、 領域D

?C全断面が圧縮領域なので、 領域A

?D引張鉄筋は弾性範囲でε y に至らず、圧縮鉄筋がε y に到達することから、 領域B

[ 解答解説 ]
?@コンクリートの圧縮力
　C c = 0.85σ B × β 1 x n × b = 0.85β 1 σ B bx n ・・・(い)




?A 圧縮鉄筋の合力
　C s = a s σ y ・・・(か)

?B引張鉄筋の合力
　T s = a s σ y ・・・(か)

?C 中立軸深さx n
　ε cu : ε y = x n : d – x n より、
　ε y •x n = ε cu •(d – x n )
　(ε cu + ε y )•x n = ε cu •d
　x n = ε cu /(ε cu + ε y )•d・・・(け)


?D N b = C s – T s + C c
= 0.85β 1 σ B bx n = 0.85β 1 σ B b•ε cu /(ε cu + ε y )•d・・・(さ)
（∵ T s = C c = a s σ y ）

?E C s •(D/2 – d c ) +T s • (d – D/2) = a s σ y • (D/2 – d c + d – D/2) = a s σ y • (d – d c )
　　　　　　　　　　　　　　= 0.8a s σ y D・・・(そ)
( ∵ d = D – d c よりd – d c = D – 2d c = 0.8D)


?F ?DよりC s = T s からN b = C c なので、
N b •(D/2 – β 1 x n /2) = N b /2・(D –β 1 •N b /0.85β 1 σ B b)
　　　　　　　　= N b D/2•(1 – N b /0.85σ B bD)・・・(た)

?G 軸力N b は、 (と)釣合軸力と呼ばれる。

?H，?I 軸力がN b より大きい場合は、断面の圧縮性状が支配的となり、 (ね)引張鉄筋の (は)引張降伏現象が起こらなくなる。

曲率が同じRC柱断面において、軸力比が大きい場合は、コンクリートの負担する圧縮合力の割合が大きくなる。その結果、最大モーメントは大きくなる。


一方、圧縮縁から中立軸位置までの距離が長く、圧縮縁近傍における圧縮ひずみも大きくなる。よって、コンクリートの最大耐力以後の耐力低下の影響が変形の早い段階で顕著になるため、限界変形は小さくなる。

両端固定で接点の水平移動がない場合の柱の座屈長さは、
?k = 0.5 × ?c(柱の長さ) = 0.5 × 3.00m = 1.50m
となる。

柱の長期許容圧縮度は
λ = 1500mm / 100mm(断面二次半径) = 15.0
Λ = 1500/ ( √325N/mm ² (F値) / 1.5) = 102

λ ≦ Λより

長期許容圧縮応力度
fc = F × { 1 − 2/5 × (λ/ A) ² } / {3/2 + 2/3 × (λ / Λ) ² }
= 325× { 1 − 2/5 × (15/102) ² }/{3/2 + 2/3 × (15/102) ² }
= 213 N/mm ²
となる。

鋼材のF値：
基準強度 単位 N/mm ²
「降伏点の値と引張強さの70%のうち小さい方」と定義される設計用の数値であるが、通常の鋼材では降伏点の値となる。

鋼材の許容応力度：
　長期　引張・圧縮・曲げ F/1.5
　　　　せん断　　　　　F/1.5√3
　短期　長期に対する値の1.5倍

柱1本の長期許容圧縮力は
N ac = 12500mm ² (断面積) × 213 N/mm ² (長期許容圧縮応力度)
= 2660kN
となる。
※有効数字3桁とした

G A は
( Ic /?c) / ( lg /?g)
= (120 × 10 ⁶ mm ⁴ /3000mm) / (40X10 ⁶ mm ⁴ /4000mm)
= 4.00
となる。

座屈長さ係数 Kは、G A =4.00、G B =1.0より下図から 0.840となる。

柱の座屈長さ?kは

?k = K × ?c = 0.840 x 3000mm = 2520mm
となる。

柱の長期許容応力度は
λ = 2520mm/100mm(断面二次半径)＝25.2
Λ = 102
λ ≦ Λ
より
長期許容圧縮応力度
fc = F × {1-2/5 × ( λ/Λ) ² } / {3/2 + 2/3 × (λ/Λ) ² }
　= 325× {1-2/5 × (25.2/102) ² } / {3/2+ 2/3 × (25.2/102) ² }
　= 206 N/mm ²
となる。

柱1本の長期許容圧縮力は
N ae = 12500mm ² (断面積) × 206N/mm ² (長期許容圧縮応力度)
　＝ 2580kN
となる。
※有効数字3桁とした

ブレースの長期許容圧縮力は、両端ピンとして母材断面で求めると
ブレース長さ
　?v = √ (3m ² + 4m ² )
　　　= 5.0mm→5000mm
ブレースの座屈長さ
　?k = 1.0 × 5000mm = 5000mm（両端ヒ°ン）

λ= 5000mm/ 30mm(断面二次半径)=167
Λ = 1500 / (√ 235N/mm ² (F値)/1.5) =120
λ＞ Λより
長期許容圧縮応力度 fc = (18/65)/(λ/Λ) ² × F
= (18/65)/(167/120) ² × 235 N/mm ² = 33.6 N/mm ²

ブレースの長期許容圧縮力
N ac = A × fc = 4200 mm ² × 33.6N/mm ²
　　= 141kN
となる。

ブレースが負担する水平力は、No.2における柱の長期許容圧縮力Nac=2580kNの2本分に対して2％となるため、
2580kN × 2 × 0.02 = 103kNとなる。
この際のブレースの軸力Nは、
N= 103kN × (5.0m/ 4.0m)= 129kNとなり、ブレースの長期許容圧縮力Nac = 141kN以内であるため、
ブレースは柱頭の水平移動を拘束可能である

ブレースは柱頭の水平移動を拘束するためにのみ働くものとし、ブレースの長期許容圧縮力
N ac = 141kNに対して安全であるおさまりとする。
必要なボルト本数は、141kN/46.2kN= 3.05より4本とすると、収まりは以下となる。

式(1) から土圧p z は

p z = K( q + σ z ）
で示され、各項目は下記による。
K = K o = 0.5
q = 10 (kN/m ² )
σ z = γ•z
（地下水位以深いの場合は水中単位体積重量 18 – 10 = 8 kN/m ³ を用いる）

(a) 土圧p z
(z=0.0m)：
p z = Ko(q + γ•z ）= 0.5(10kN/m ² + 0 ) = 5 kN/m ²
(z=1.0m)：
p z = Ko(q + γ•z ）= 0.5(10kN/m ² + 18 kN/m3 × 1m ) = 14 kN/m ²
(z=2.5m)：
p z = Ko(q + γ•z ）= 0.5(10kN/m ² + 18 kN/m3 × 1m + 8 kN/m3 ×1.5m) = 20 kN/m ²
（地下水位以深いの場合は水中単位体積重量 18 – 10 = 8 kN/m ³ を用いる）

(b) 水圧p w
(z=0.0m)：
　p w = 0 kN/m ²
(z=1.0m)：
　p w = 0 kN/m ²
(z=2.5m)：
　p w = 1.0 × 10kN/m ³ × 1.5m=15kN/m ²

(c) 土圧と水圧の合計 p z + p w
(z=0.0m)：
p z +p w = 5 + 0 = 5kN/m ²
(z=1.0m)：
p z +p w = 14 + 0 = 14kN/m ²
(z=2.5m)：
p z +p w = 20+15 = 35kN/m ²

(a) 〜(c)より、グラフにすると下図に示す通りとなる。

常時作用する荷重（kN/m ² ）


立上り壁脚部の幅1m当たりに常時作用するせん断力Q L (kN/m)は下図に示すせん断力図より、
Q L = ( 5kN/m ² + 14kN/m ² ) × 1.0m/2+ (14kN/m ² + 35kN/m ² ) × 1.5m/2
= 9.5+ 36.75 = 46.25kN/m → 46.3kN/m


立上り壁のせん断力図

式(1) から土圧P z は
p z = K(q + σ z )で示され、各項は下記による。
K = K EA = 1.0
q = 10 (kN/m ² )
σ z = γ•z
（地下水位以深の場合は水中単位体積重量 18 −10= 8kN/m ³ を用いる）

(a) 土圧 p z
(z = 0.0m)：
p z = K EA ( q + γ’•z ) = 1.0 (10kN/m ² + 0) = 10kN/m ²

(z = 1.0m)：
p z = K EA ( q + γ’•z ) = 1.0 (10kN/m ² + 18kN/m ³ × 1m) = 28kN/m ²

(z = 2.5m)：
p z = K EA ( q + γ’•z ) = 1.0 (10kN/m ² + 18kN/m ³ × 1m + 8kN/m ³ × 1.5m)
　 = 40kN/m ²
（地下水位以深の場合は水中単位体積重量18-10 = 8kN/m ³ を用いる）


(b) 水圧P w
(z = 0.0m)：
p w =0kN/m ²
(z = 1.0m)：
p w =0kN/m ²
(z = 2.5m)：
p w =1.0 × 10kN/m ³ × 1.5m = 15kN/m ²


(c) 土圧と水圧の合計　p z + p w
(z = 0.0m)：
p z + p w = 10 + 0 = 10kN/m ²
(z = 1.0m)：
p z + p w = 28 + 0 = 28kN/m ²
(z = 2.5m)：
p z + p was = 40 +15 = 55kN/m ²

(a)〜(c)より、グラフにすると下図に示す通りとなる。

地震時に作用する荷重(kN/m ² )

※数字の有効数字について、答えは3桁で表し、途中の計算も3桁で行った。最終桁の丸め方は四捨五入している。

基礎の形状係数：
　α= 1.0 + 0.2•B/L =1.0 + 0.2•10/20 = 1.1
基礎の形状係数：
　β = 0.5 – 0.2•B/L = 0.5 - 0.2•10/20 = 0.4
支持力係数（φ = 30°)：
　N c = 30.1、N γ = 15.7、N q = 18.4
支持地盤の粘着力：
　c = 0
支持地盤の単位体積重量：
　γ 1 = 18 - 10 = 8 (kN/m ³ )
（地下水位以下のため水中単位体積重量）

根入れ部分の土の単位体積重量：
　γ 2 = 16 (kN/m ³ )
根入れ深さ：
　D f = 0(m) （埋土は考慮しないため）

以上より、基礎直下の砂質土層の長期許容鉛直支持力度q α1 は式(2)より以下となる。
q α1 = (α•c•N c + β•γ 1 •B•N γ + γ 2 •D f •N q ) /3
　　= (1.1• 0• 30.1 + 0.4•8•10•15.7 + 16•0•18.4) = 167 (kN/m ² )

基礎の形状係数：
　α= 1.0 + 0.2•(B + H)/(L + H) = 1.0 + 0.2•(10 + 8 )/( 20 + 8 ) = 1.13
基礎の形状係数：
　β= 0.5 − 0.2•(B + H)/(L + H) = 0.5 – 0.2•(10 + 8 )/( 20 + 8 ) = 0.371
支持力係数(φ =0°) :
　N c = 5.1、N γ = 0.0、N q = 1.0
粘土層の粘着力：
　c = 40 (kN/m ² )

粘土層の単位体積重量：
　γ 1 = 16 – 10 = 6 (kN/m ³ )
（地下水位以下のため水中単位体積重量）
根入れ部分（砂質土） の土の単位体積重量：
　γ 2 ＝18 – 10 = 8 (kN/m ³ )
（地下水位以下のため水中単位体積重量）
根入れ深さ ：
　D f = H = 8(m)
以上より、直接基礎底面(GL-2m)に換算した粘土層の長期許容支持力度q α2 は式(3)より以下となる。

q α2 =1/3 × (B + H)•(L + H)/B•L× { α•c•Nc + β•γ 1 •(B + H) •N γ + γ 2 •D f •N q }

　　=1/3 × (10+8)•(20+8)/10•20 ×(1.13•40•5.1 + 0.371•6•(10 + 8)• 0.0 + 8 •8 •1.0)
　　= 247 (kN/m ² )


く参考＞
2層地盤の検討を学会基礎指針2019（以下、基礎指針）に準拠して算出する。その概念図を下図に示す。


2層地盤の概念図

粘土層の極限支持力q’ u2 は基礎指針(5.2.2)式に準拠して下記のように示される。
ここで、埋土の単位体積重量をγ (=16kN/m ³ )、埋土の高さをh(=2.0m)とした。

q' u2 = a•c•Nc+β•γ 1 • (B + H)•N γ + (γ•h + γ 2 •H)•N q
　　= 1.13•40•5.1 + 0.371•6 •(10 + 8)•0.0 + (0 + γ2•H) •1.0
　　= 230.5 + γ 2 •H (kN/m ² )
（極限支持力算定時には安全側となるように埋土の根入れ効果分のγ•hは無視した。）

根入れ底面に作用する荷重増分(p – γ•h)により、粘土層表面に作用する荷重度 p' は基礎指針(5.2.22)式に準拠して下記で示される。

p’ = B•L/{(B+H)•(L+H)} × (p – γ• h) + γ•h + γ 2 •H

ここで、p'= q' u2 として、pを求める。

B•L/{(B+H)•(L+H)} × (p – γ• h) + γ•h + γ 2 •H = 230.5 + γ 2 •H

p = (B+H)•(L+H) /B•L × (230.5 − γ•h) + γ•h
　= (10+8)•(20+8)/10•20 × (230.5 − 16•2.0) + 16•2.0 = 532 (kN/m ² )

以上より、q α2 =p/3で示されるため、q α2 は以下となる。

q α2 =p/3 = 532/3 = 177 (kN/m ² )

粘土層に作用する最大荷重 p d と粘土層の圧密降伏応力 p c の比較を以下に行う。

埋土の重量：
　w b = γ•2=16 × 2 = 32.0 (kN/m ² )
砂質土層の重量 ：
　w s = (γー10)•H = (18 – 10)• 8 = 64.0 (kN/m ² )
伝達鉛直応力の最大値 :
　p max = 0.62 × (50 - 32) = 11.2 (kN/m ² )

ここでは、基礎の平均鉛直荷重度 50 kN/m ² は、接地圧（建物荷重）と考え、荷重増分は接地圧から埋土重量γ•hを減じている。また、粘土層にかかる最大荷重を求める際、周辺の粘土層からの影響係数が示されていないことからw b に最大値を採用する。

粘土層にかかる最大荷重：
p d = w b + w s + p max = 32.0 + 64.0 + 11.2 = 107 (kN/m ² )
　　　　　　　　< P c = 140 (kN/m ² )

以上より、粘土層にかかる最大荷重 p d は107kN/m ² であり、粘土層の圧密降伏応力 p c = 140kN/m ² 未満であるため、圧密沈下は発生しない。

以下の理由により、基礎の構造安全性に問題はなく、直接基礎（べた基礎）で設計することは可能である。

・?@の結果より、基礎直下の砂質土層の長期許容鉛直支持力度q α1 は167kN/m ² であり、基礎の平均鉛直荷重度50kN/m ² は砂質土層の長期許容鉛直支持力度以下であるため。

・?Aの結果より、直接基礎底面(GL−2m)に換算した粘土層の長期許容支持力度q α2 は247kN/m ² であり、基礎の平均鉛直荷重度50kN/m ² は、粘土層の長期許容鉛直支持力度以下であるため。

・?Bの結果より、粘土層にかかる最大荷重 p d = 107kN/m ² は、粘土層の圧密降伏応力p c =140kN/m ² 未満であり、圧密沈下は発生しないため。

　４
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。

2. 記述の通り。

3. 記述の通り。

4. 改正前であっても新たな知見を取り入れた規定を反映させることは望ましい。改正後に既存不適格になる可能性を避ける事にもなる。

　４
[ 解答解説 ]
1.記述の通り。（建築士法第2条の2)

2. 記述の通り。（基準法施行令第9条の3)

3. 記述の通り。（基準法第8条）

4. 構造設計を行っていない場合でも法適合判定を行った場合は設計者に含まれる。（建築士法第20条の2第3項）

　３
[ 解答解説 ]
1. 記述の通りで問題ない。 （技術基準解説書P434, 15〜19行参照）

2. 記述の通り。 （平12建告第1389号）

3. 地震力を算定する際は構造耐力上主要な部分の初期剛性を用いるもとし、剛性低下は考慮してはならない。 （昭55建告1793号第3)

4. 記述内容で問題ない。 （技術基準解説書P. 305)

　２
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。 （平19国交告第594号第3ホ）

2. 外装材の設計用平均速度圧を求めるときの高さHは構造骨組の風圧力算定用の速度圧と同様に高さと軒高の平均寸法により与えられ一定の値となる。（平12建告第1458号）

3. 記述の通り。 （技術基準解説書P.308)

4. 記述の通り。 （施行令第85条）

　１
[ 解答解説 ]
1. 有効断面積ではなく全断面積が降伏するまで破断しないことが求められ、炭素鋼の場合降伏軸力の1.2倍、ステンレス鋼の場合1.5倍以上必要。（技術基準解説書P.357)

2. 記述の通り。 （昭55建告第1791号）

3. 記述の通り。 （平12国交告第594号第4号三号）

4. 記述の通り。 （技術基準解説書P. 636)

　２
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。

2. Aw→Ac

3. 記述の通り。

4. 記述の通り。
（技術基準解説書P. 382)

１
[ 解答解説 ]
1. 対称異等級構成集成材は内層より外層の強度を高くすることにより曲げに対して効果的な組み合わせにしている。

2. 記述の通り。 （平12建告第1352号）

3. 記述の通り。長期許容応力度は1.1F/3、短期は2F/3である。 （施行令第89条）

4. 記述の通り。 （平12建告第1459号）

　４
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。 （施行令第87条、平12建告第1454号）

2. 記述の通り。 （平12建告第1454号）

3. 記述の通り。（平12建告第1454号）

4. E r ではなく、E r の2乗にG f を乗じて求める。（平12建告第1454号）

　３
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。（技術基準解説書P. 341)

2. 記述の通り。（技術基準解説書P. 342)

3. D s は各階の構造特性を表すものとして、建築物の構造耐力上主要な構造方法に応じた減衰性及び各階の靱性に応じて決められた必要保有水平耐カの低減係数である。 （技術基準解説書P.349)

4. 記述の通り。 （技術基準解説書P. 344)

　２
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。 （技術基準解説書P. 348)

2. 連層耐震壁の有無にかかわらず浮上りや沈み込みが無いものとしてDsを算定しなければならない。 （技術基準解説書P.402)

3. 記述の通り。（技術基準解説書P. 398)

4. 記述の通り。（技術基準解説書P. 434)

　(あ)：2
　(い)：力および変形
　(う)：位相差
　(え)：逆向き もしくは逆位相

一次固有周期が、タワーA側1.00秒、タワーB側1.05秒の場合、1次固有周期で振動すると、21秒で1周期分違い、10.5秒で逆位相になる。そのため、時刻歴応答解析を実施せず、静的解析のみで設計する場合、比較的容易に逆位相になりうることを念頭に置く必要がある。

　否
方立壁の剛性は、断面積の比率だけでなく、上下の梁の拘束状況により剛性は変化する。また、方立壁の幅が広いほど上下の梁の変形拘束が大きく耐震壁並みの水平剛性を持つ場合もあり、 n=1とすると方立壁の水平剛性を過小評価する可能性があるため。

・方立壁の左右両側に通り軸を設け、上下の梁に取り付く耐震壁としてモデル化し評価する。
・周辺架構を含めた部分モデル等により方立壁の水平剛性を評価し、nの値を適切に評価する。
など

・方立壁が取り付くことによる周辺柱梁の応力変動を別途検討し、適切にせん断設計を行う。
・縦開口（スリット）部のはりに生じるせん断力の評価とせん断設計（せん断破壊の防止）
・両側柱の変動軸力の評価とその影響を含めた断面算定
・両側柱の変動軸力等による基礎への影響の評価
などから一つ

α = (2.8 + 2.8 + 1.0 )/9.6 = 0.6875

設計用一次固有周期
T = h(0.02+0.01×α)= 9.6x(0.02+0.01x0.6875) = 0.258秒

緩和規定による地震力算定用重量(kN)




W 1 +W 2 +W 3 = 800+210+150
　　　　　　= 1160kN > 2(W 2 +W 3 ) = 2(210+150) = 720 kN
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(W 2 + W 3 ) = 720kN

曲げ終局モーメントは式(5)を用いてそれぞれ以下のように求める。
長方形梁としての曲げ終局モーメントは、
　M u (M uo ) = 0.9 × (4 × 507)・ s σ y ・d
断面1のT形梁の曲げ終局モーメントは、
　M u (M u1 ) ＝0.9 × (4 × 507 + 10 × 71)・ s σ y ・d
よって、
M u1 /M uo = (4 × 507+10 × 71)/ (4 × 507)
　　　　= 1.35
となる。

同様に断面2のT形梁の曲げ終局モーメントは、
M u (M u2 ) = 0.9 × (4 × 507 + 30 × 71)・ s σ y ・d
よって、
M u2 /M u1 = (4 × 507 + 30 × 71)/(4 × 507 + 10 × 71)
　　　　 = 1.52
となる。

A梁の両端に塑性ヒンジが生じた時のせん断力は、A梁の内法長さが 5mなので、
　Q M = 2 × a/5 = 0.40a (kN)
A梁の種別は、両端に塑性ヒンジが生じているので式(3)により判定すると、
　Q su = 0.60a (kN) ≧ 1.10Q M = 1.10 × 0.40a = 0.44a (kN)
よって、式(3)を満足しているので A梁の種別はFAである。

なお、ここでは問題文に「鉛直荷重及び軸方向力による影響は無視する」とあるので、A梁の常時の鉛直荷重によるせん断力は無視している。

【解答（例）】
水平力Pの増大により、A梁端またはA・B・C柱柱頭のどちらに塑性ヒンジが生じるかは、節点位置における曲げモーメントの釣り合いから判断する。従って、柱頭部及び梁端部の危険断面位置に塑性ヒンジを仮定して、その場合の部材のせん断力から節点曲げモーメントを算出する。次に柱及び梁毎の節点曲げモーメントの総和の小さい方の部材（柱又は梁）に塑性ヒンジを設定して、塑性ヒンジが生じない部材の節点曲げモーメントを修正し、その値から部材のせん断力を修正する（＜その他の諸条件＞(ｲ)による）。

作成した崩壊形形成時の曲げモーメント・せん断力図を以下に記載する。


架構の崩壊形は以下の図となる。

架構の保有水平耐力P1は崩壊形形成時の柱のせん断力の合計となるので、
　P ?T = 0.85a + 1.25a + 0.85a = 2.95a (kN)

先ずA梁、A柱、B柱及びC柱の種別を判定する。ここで、A梁には両端にヒンジが生じているので式(3)、A柱、B柱及びC柱は柱頭にヒンジが生じていないので式(4)にて判定する。なお、ここでは問題文に「破壊形式を除き、各部材において昭和55年建設省告示第1792号第4の種別に関する諸数値は規定値を満足しているものとしてよい。」とあるので、式(3)及び式(4)による破壊形式のみにて種別を判定する。

A梁：
　Q su = 0.60a (kN) ≧ 1.10Q M
　　　　　　　　　= 1.10 x 0.40a = 0.44a (kN)
　∴ FA

A柱及びC柱：
　Q su = 1.36a (kN) ≧ 1.25Q M
　　　　　　　　　= 1.25 × 0.85a
　　　　　　　　　= 1.06a (kN)
　∴ FA

B柱 ：Q su = 1.60a (kN) ≧ 1.25Q M
　　　　　　　　　　　 = 1.25 × 1.25a
　　　　　　　　　　　 = 1.56a (kN)
　∴ FA

上記よりA柱、B柱及びC柱の水平耐力は全て種別FAである柱の耐力となるので、1階の部材群としての種別はAとなる。従って、 1階の構造特性係数 Dsは0.30となる。

設問[No.2]と同様の方法にて作成した崩壊形形成時の曲げモーメント せん断力図を以下に記載する。なお、崩壊形形成時の塑性ヒンジ発生位置は設問［No.2]の結果と同じである。



架構の保有水平耐力はP?Uは崩壊形形成時の柱のせん断力の合計となるので、
　P ?U = 0.86a + 1.40a + 0.99a
　　　= 3.25a (kN)

B柱の種別は柱頭にヒンジが生じていないので式(4)にて判定する。
　Q su = 1.60a (kN) < 1.25Q M
　　　　　　　　　= 1.25 × 1.40a
　　　　　　　　　= 1.75a (kN)
よって、式(4)を満足していないので、せん断破壊形式の部材となり、
種別はFDと判定する。

　４
[ 解答解説 ]
1．◯
記述のとおり。

2．◯
記述のとおり。

3．◯
記述のとおり。

4．×
中程度の地震動に対しては許容応力度設計が求められており、塑性変形は許容されていないため、誤り。
（テキスト第3章 2-2(1)稀に発生する地震動に対する許容応力度設計）

　４
[ 解答解説 ]
オイラーの座屈荷重は下式で示される。


よって、座屈耐力Pは座屈長さLkの2乗に反比例する。
それぞれの架構の座屈長さは下記のとおりとなる。
A：下部固定端、上部固定端 、上部横拘束なし → Lk = 1.0?
B：下部固定端、上部固定端 、上部横拘束あり → Lk = 0.5?
C：下部固定端、上部ラーメン、上部横拘束あり
　　梁の長さや梁の断面についての記載がないため、
　　正確な座屈長さはわからない。
　　梁の剛性が無限に小さい場合は、
　　Lk = 0.7?から　0.5?< Lk < 0.7?　となる
D：下部固定端、上部ラーメン、上部横拘束あり
　　Cと同様の拘束条件のため
　　0.5(2?) < Lk < 0.7 (2?) から
　　 1.0?< Lk < 1.4?
以上より、各パターンの座屈長さ Lk は
B < C < A < D となるため、座屈耐力Pは
D < A < C < Bとなる。

　３
[ 解答解説 ]
テキスト（第2章 1-3仮想仕事の原理とトラスの解析）にある仮想仕事の原理の単位仮想荷重法の式は次の通り。


この問題はトラスのため、各材において曲げモーメント、せん断力の項は0であり、軸力は材軸にわたって一定である。よって

となる。

トラス I
トラスの軸力の解（引張を正とする）
　　　　　実際の軸力N o


　　　　　単位荷重による軸力N




トラスII
トラスの軸力の解（引張を正とする）
　　　　　実際の軸力N o


　　　　　単位荷重による軸力N

　１
[ 解答解説 ]
1.コンクリートの圧縮強度時のひずみはおよそ0.15%〜0.3％で、0.015%〜0.03％ではない。
（テキスト第2章 2-2(3)コンクリートの強度と材料定数）テキスト4章（テキスト第4章 3-1コンクリートの材料特性）では圧縮強度時のひずみは強度にも依存しないと記載されているが、2章に示されている実験結果からある程度強度が高いほど歪も大きくなっていると考えられる。

2. 記述の通り。
（テキスト第2章 2-1 (1)鋼材の機械的性質 ）

3. 記述の通り。
（テキスト第2章 2-1(3)新しい建築構造用鋼材 ）

4. 記述の通り。
（テキスト第2章 2-3(3)木材の含水率および耐久性」では、多くとも20％以下と記載している。「テキスト第4章 1-2(6)含水率」では、できるだけ乾燥材を使用しなければならないと記載している。また、含水率の表示で最も厳しいのが「D15」で15％以下であるから、記述は正しいと考えられる。）

　２
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（テキスト第3章 2-2(2)極めて稀に発生する地震動に対する保有水平耐力計算）

2. 1/150となっており、誤り。
（テキスト第2章 3-5(2)主に風荷重のみを受ける部材）

3. 記述の通り。
（テキスト第2章 3-4(2)水平荷重に対する計画）

4. 記述の通り。
（柱の軸方向変形を考慮した場合、梁に部材角が生じることにより梁部材端回転角が減少し曲げモーメントが小さくなる。）

　１
[ 解答解説 ]
1．耐震壁が不規則に置換されるとき、剛域の考え方が難しく、精度が悪い（テキスト第2章 図4-2耐震壁のモデル化）、線材置換法は応力が小さい耐震壁に適用すべき（テキスト第4章 3-4部材のモデル化）とされており、誤り。

2. 記述の通り。
（テキスト第2章 4-2(3)動的解析c．建築物と地盤の相互作用）

3. 記述の通り。
（テキスト第3章 2-3(2)建築物の振動系モデル）

4. 記述の通り。
（テキスト第2章 4-2(3)動的解析）

　２
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（テキスト第3章 1-3(1)設計用荷重および外力に対する建築物の要求性能）

2. 建築物の最大応答加速度は、2.5倍〜3倍となるので、誤り。
（テキスト第3章 1-3(2)設計用荷重および外力の考え方）

3. いわゆる新耐震基準には、「稀に発生する地震動」や「極めて稀に発生する地震動」という言葉は書かれていないが、テキストにはそのように記載されているため、記述の通り。
（テキスト第3章 2-2(2)極めて稀に発生する地震動に対する保有水平耐力計算）

4. 記述の通り。
テキスト（第3章 1-3 (2)設計用荷重および外力の考え方）には限界耐力計算の地震力が工学的基盤のスペクトルで表現されていることが書かれている。設計では記述の通り、表層地盤の増幅特性係数を用いて設計用応答スペクトルを設定する。

　４
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（テキスト第3章 2-1(1)地震と地震動）

2．記述の通り。
（テキスト第3章 2-2(1)稀に発生する地震動に対する許容応力度計算）

3．記述の通り。
（テキスト第3章 2-2(3)限界耐力計算）

4．×
剛性比例型の減衰では高次モードになる（振動数が大きいなる）ほど、減衰は大きくなるため。誤り。
（テキスト第3章 2-3(2)建築物の振動系モデル、テキスト第2章 4-2(3)動的解析）

　２
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（テキスト第3章 3-3(2)地表面粗度区分の判定）

2. 基準風速V0は10分間平均風速に相当する値であり、誤り。
（テキスト第3章 3-3(2)地表面粗度区分の判定）

3．記述の通り。
（テキスト第3章 3-2(4)風により建築物等に生じる振動現象）

4．記述の通り。
（テキスト第3章 3-3(9)居住性の評価）

　３
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（テキスト第4章 1-2(7)荷重継続の影響）

2．記述の通り。
（テキスト第4章 1-4(8)集成材・合板・LVL・OSB等）

3．木造の場合、「壁量計算」は他の構造でいう「仕様規定」にあたるもので、構造計算を行った場合でも「壁量計算」を満足する必要があり、誤り。
（テキスト第4章 1.1(2)構造計算のルート）

4．記述の通り。
（テキスト第4章 1.1(3)構造のモデル化）

　２
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（テキスト第4章 1-1(3)構造のモデル化）

2．実験の結果は3体の試験体の平均値にばらつき係数を乗じた値とするため、誤り。
（テキスト第4章 1-4(3)実験による壁の許容値の求め方）

3．記述の通り。
（テキスト第4章 1-7(6)性能表示の壁量計算）

4．記述の通り。
（テキスト第4章 1-5(6)「接合具」の強度評価）

　１
[ 解答解説 ]
1．温度が低くなると靱性が低下するため、誤り。
（テキスト第4章 2-1(2)靱性）

2．記述の通り。
（テキスト第4章 2-2(3)曲げ圧縮材）

3．記述の通り。（誤りではないが、根巻き柱脚脚部の曲げ変形に応じてアンカーボルトにも大きな軸応力が生じ、かつせん断力を伝達する必要があるため、塑性変形能力が高いことが望ましい）

4．記述の通り。
（テキスト第4章 2-2(4)柱梁接合部パネル）

　４
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（テキスト第2章 2-1(2)鋼材の種類）

2．記述の通り。
（テキスト第4章 2-1(1)応力-ひずみ関係）

3．記述の通り。

4．圧縮材の曲げ座屈耐力は座屈長さと断面形状で決まる。よって鋼材の降伏強度を大きくしても座屈耐力は大きくならないため、誤り。

　３
[ 解答解説 ]
2階の柱は曲げ変形は主体となり、曲げモーメントの引張側にひび割れた発生する。1階柱は腰壁によりせん断変形が主体となり、変形する平行四辺形で延びる対角線の反対にひび割れが生じる。

柱梁接合部は左上-右下方向に引張られる（右上-左下方向に圧縮される）せん断変形となるので、右上-左下方向にせん断ひび割れが発生する。

　３
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。
（テキスト第2章 2-2(3)コンクリートの強度と材料定数、
　テキスト第4章 3-1コンクリートの材料特性）

2. 記述の通り。
（テキスト第4章 3-1コンクリートの材料特性、3-2鉄筋の材料特性）

3. コア部分のコンクリートが拘束された場合、ひずみが大きい領域での耐力低下が小さくなり、結果として中立軸の位置は断面中心から遠くなる。その結果、断面の応力中心間距離は大きくなり、より大きな抵抗モーメントが期待できる。よって誤り。
（テキスト4章3-8部材の変形性能）

4. 記述の通り。

　３
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（テキスト第4章 6-1(1)免震構造の原理）

2. 記述の通り。
（テキスト第4章 6-2(3)制振部材による地震応答低減効果）

3. 入力する地震動にもよるが、設計用地震動のスペクトルが速度一定領域のあるスペクトルであるとすると、ダンパーを付加していくと、建物周期が短くなり、変位応答は小さくなるが、ある一定以上の剛性となると加速度低減効果が小さくなる特徴がある。そのため、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ことがあるため、誤り。
（テキスト4章6-2(3)制振部材による地震応答低減効果）

4. 記述の通り。
（テキスト第4章 6-2(4)設計上の留意点）

　４
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。
（テキスト第4章 7-3(2)地盤調査法）

2. 記述の通り。
（テキスト第4章 7-2(5)土圧・水圧）

3. 記述の通り。
（テキスト第4章 7-5(3)直接基礎）

4. テキスト（7-7）、(7-8)式にて算定する杭の曲げモーメントは杭頭部が大きく、杭頭部付近の水平地盤反力係数の影響が最も大きいため、誤り。
（テキスト第4章 7-5(4) d．杭の水平抵抗）

　２
[ 解答解説 ]
1. 記述の通り。
（テキスト第4章 7-2(2)液状化）

2. 砂質土の場合は内部摩擦角、粘性土の場合は粘着力が支配的であり、誤り。
（テキスト第4章 7-2(4)せん断強さ）

3. 記述の通り。
（テキスト第4章 7-5(5)併用基礎）

4. 記述の通り。

　１
[ 解答解説 ]
1．構造骨組み設計用の風荷重は平成12年建設省告示第1454号で算出するが、外装用は平成12年建設省告示第1458号によるため、誤り。
（テキスト第3章 3-3(5)構造骨組設計用と外装材等設計用の速度圧と風力係数）

2. 記述の通り。
（テキスト第4章 9-2変形追従型の耐震設計）

3. 記述の通り。
（テキスト第4章 9非構造部材）

4. 記述の通り。

　２
[ 解答解説 ]
1．記述の通り。
（テキスト第5章 1-2既存建築物に対する耐震化対策）

2. 記述の内容は第2次診断についてもので、第3次診断は梁先行降伏が評価できる診断方法となっているため、誤り。
（テキスト第5章 2-2耐震性の判定）

3. 記述の通り。
（テキスト第5章 3鋼 耐震診断・耐震補強）

4. 記述の通り。
（テキスト第5章 4-2 一般診断法）

[ 解答解説 ]
・耐力壁がせん断破壊するときのせん断変形量δwは、そのときのせん断変形角をθwとすると、

δ w =θ w ・h = 4 × 10 ^-3 × 4,000 = 16.0mm

・スラブのせん断応力度τ s は、耐力壁のせん断応力度をτ w (=0.20Fc)とすると、
τw = Q/( I o ・t) であることから、

τ s = Q/( I o ・2t) = Q/( I o ・t)/2 =τ w /2 = 0.20Fc/2 = 0.10Fc

・スラブのせん断変形量δ s については、
スラブのせん断応力度τ s = 0.10 Fcの時のせん断変形角θ s は図2より

θ s = 0.25 × 10 ^-3 + (4.0 – 0.25) × 10 ^-3 /(0.20 – 0.05) × (0.10 – 0.05) =1.5 × 10 ^-3 rad.

従って、δ s = θ s ・? =1.5 × 10 ^-3 × 4,000 = 6.0mm

・架構の加力点位置の水平変位量δ f1 、
δ f1 = δ s + δ w = 6.0 + 16.0 = 22.0mm

[ 解答解説 ]
スラブ厚さが t のときのスラブのせん断応力度τ s2 は、耐力壁がせん断破壊するときのせん断応力度τ w と等しくなり、

τ s2 = Q/( Io・t) = τ w = 0.20Fc

そのときのスラブのせん断変形角θ s2 は

θ s2 = 4 × 10 ^-3 rad.

従って、δ f2 = δ s2 + δ w
　　　　　　= θ s2 ・?+ δ w
　　　　　　= 4 ×10 ^-3 × 4,000 +16.0=32.0mm

δ f2 /δ f1 = 32.0/22.0 ≒ 1.45

[ 解答解説 ]
必要なスラブ厚さをn・tとすると、スラブのせん断応力度τ sn は、
τ sn = Q/(I o ・n ・t) = Q/(I o ・t)/n = τ w /n
ここで、耐力壁がせん断破壊するときの τ w = 0.20Fcで、
τ sn ≦ 0.05Fc となるためには、
τ sn = 0.20Fc/n ≦ 0.05Fc

従って、 n ≧ 0.20Fc/0.05Fc = 4倍

となり、スラブの厚さを耐力壁の厚さの 4倍以上にすればよい。

[ 解答解説 ]
各荷重レベルに応じて、スラブに生じる面内せん断応力度のレベルを以下に記載するように抑えるべきと考える。

1) 土圧などの長期荷重時には、スラブに確実にせん断ひび割れを生じさせないために、コンクリートの長期許容せん断応力度以内とすべきである。

2) 短期荷重時（地震荷重時）、及び極めて稀に発生する風荷重時には、弾性剛性に基づいた応力解析によって層せん断力の配分を行なっていることから、スラブの剛性低下が生じないレベルとしてコンクリートの短期許容せん断応力度以内にすべきと考える。

3) 保有水平耐力時、又は極めて稀に発生する地震時には、スラブにせん断ひび割れが生じても大きな剛性低下が生じず、かつせん断破壊を生じさせないで剛床仮定を成立させなければならない。その為には、スラブのせん断応力度をFc/10程度以内に抑えるべきと考える。

近年では、スラブのせん断応力度を「鉄筋コンクリート造建物の靭性保証型耐震設計指針・同解説」による面内せん断ひび割れ応力度としての 0.33√ (σ B )以内とする場合が多い。

[ 解答解説 ]
終局引張軸耐力は、
終局引張軸耐力 = N y = A・σ y
　　　　　　　= 4,000mm ² × 235N/mm ² = 940,000N → 940kN
となる。
（問題文に「終局引張軸耐力は母材の短期許容引張軸力 N y (=A・σ y )とする」および
「基準強度F＝短期許容引張応力度 σ y = 235N/mm ² 」
との記載があるため、材料強度用の1.1倍したF値は用いず、σ y の値をそのまま用いた。）

[ 解答解説 ]
圧縮筋かいの長さLは
L=√ (4,000mm ² + 4,000mm ² ) = 5,657mm
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、
細長比λは λ= L/i y = 5,657mm/40mm = 141
となる。
限界細長比Λ は問題文の式より
Λ = 1,500/√(235N/mm ² /1.5) =120
となる。
以上より
λ=141 > Λ=120であるため、
f c は式（1)の下に示された式を用いて
f c = { (3/5)/(141/120) ² } × 235N/mm ² ×1.0= 102 N/mm ²
よって、座屈時圧縮軸耐力応 N c は
N c = 4,000mm ² × 102 N/mm ²
　 = 408,000N → 408kN
となる。

（問題文に材料強度 f c との記載があるが、
「基準強度F＝短期許容引張応力度 σ y = 235N/mm ² 」
とあることから材料強度用の1.1倍したF値は用いず、σ y の値をそのまま用いた。通常は、材料強度の基準強度F値はJIS材であるため1.1倍とした値を用いている。）

[ 解答解説 ]
筋かいの座屈後安定耐力
N u = 940kN/√(1 + 0.005 × 141 ² ) = 94KN
となる。

[ 解答解説 ]
筋かいに生じる軸力は、下図のようになる。


引張筋かいにより梁中央に生じる鉛直力P1ならびに、圧縮筋かいにより梁中央に生じる鉛直力P2はそれぞれ
P1 = 940kN × (4,000mm/5,657mm) = 665kN
P2 = 94kN × 同上＝67kN
以上より、梁中央には軸力の変動により
P(下向き) = P1 − P2 = 665 − 67 = 598kN
の鉛直力が働く。
大梁は両端ピン支持の単純梁であるため、この鉛直力に応力は
両端部 Q = 598kN/2 = 299kN
梁の中央に生じる最大曲げモーメントは
M max = 299kN × 4.0m = 1,196 kN・m


曲げモーメント図

[ 解答解説 ]
梁の中央に生じる最大曲げモーメントM p が 1,000kN・mとなる際に、梁中央に加わる鉛直力Pは
P = 1,000kN・m/4.0m × 2 = 500kN

圧縮筋かいの座屈後安定耐力N u から梁中央に加わる鉛直力P2は全問のように
P2 = 67kNであるため
引張筋かいから梁中央に加わる鉛直力P1は
P1 = P + P2 = 500kN + 67kN = 567kN
となり、引張筋かいに生じている軸力は
N = 567kN × (5,657mm/ 4,000mm) = 802kN
となる。

崩壊メカニズム形成時の保有水平耐力 P u は、引張・圧縮筋かいの負担軸力の水平成分の合計であるため
P u = (802kN + 94kN) × (4,000mm/5,657mm) = 634kN
となる。