設計要領①～⑨以外の事項は、建築物の構造関係技術
基準解説書により定める

スタート① 梁形状の設定

荷重・外力

１次設計

② 応力計算荷重・外力の組合せによる長期と短期の応力

許容応力度③ 応力度の確認④ 床版の応力集中等の確認⑤ RBS 断面の検定

必要

必要

高さ≦31ｍ判断

判断
階数≦3
スパン≦6m
延べ面積≦500 ㎡⑥層間変形角の確認
層間変形角≦1/200⑥層間変形角の確認
層間変形角≦1/200

規模等
階数≦2
スパン≦12m
延べ面積≦500 ㎡(平屋は 3,000 ㎡以内)
薄板軽量形構造又は上屋を積載荷重の大きな用途とする建築物を除く

31m<高さ≦60ｍ

規模等による構造計算
適合性判定の要否

不要

２次設計

高さ≦13m
軒の高さ≦9m

No

偏心率の確認
偏心率≦15/100

Yes

剛性率･偏心率等の確認
剛性率≧6/10
偏心率≦15/100
建築物の塔状比≦4No

Yes○ C 0 ≧ 0.3 として許容○ C 0 ≧ 0.3 として許容応力度計算○筋かい端部・接合部の破断防止○冷間成形角形鋼管柱の応力割増

ルート１-1

応力度計算○筋かい端部・接合部の破断防止⑧局部座屈等の防止○柱脚部の破壊防止○冷間成形角形鋼管柱の応力割増○筋かいのβによる応力割増し⑦筋かい端部・接合部の破断防止⑧局部座屈等の防止○柱脚部の破壊防止○冷間成形角形鋼管柱
YESの耐力比確保等○転倒の検討（建築物の塔状比＞4の場合）

ルート２

ルート３

ルート１-2

エンド

ERBS 工法の設計フロー-1-⑨保有水平耐力の確認

Qu ≧ Qun
Qun  Ds Fes Qud

① 梁形状の設定
RBS 工法の形状・寸法は、実験・解析結果ならびに FEMA-350(文献 1)を準用して、表 1～2および図１～3 のように定める。
表1
工法種類

寸a  0.5～0.75 b fb  0.65～0.85 db

ERBS-H 法R  4c  c  b  b  8cb f 1  0.85b f 0法

a  0.5～0.75 b f

概要図a1  max50,5tf c  0.2b f  c  0.25b ff  2b f / 3 かつ f1  0.2 ft f  3  trib  t f

db  600

ERBS-BH 法

構成要素の形状寸法

図1

H法

図2

BH 法

(*1）

a1  max50,5tf b  0.65～0.85 dbc  0.2b f  c  0.25b f

R  4c  c  b  b  8cf  1.2b f かつ f1  0.1 f(*2）

b f 1  0.85b f 0db  900(文献 1) 米国鉄骨耐震規準「FEMA-350, Recommended Seismic Design Criteria for
New Steel Moment-Frame Buildings, June, 2000」(*1） trib  t f で裏当て金を用いる場合は、フランジ下面と梁端水平リブの下面を同一に揃える。
(*2）ジョイントは、 f の終了位置またはこれより内端側に設ける。
(*3）H 法の内端リブの先端部回し溶接は省略してもよい。
用語の定義
切欠き断面：梁フランジ幅が b f 1 となる切欠き底の断面

d b ：梁成b f 0 ：中央フランジ幅

b f ：内端フランジ幅

c ：切欠き深さb f 1 ：切欠きフランジ幅

b fe ：梁端フランジ幅α：梁端の幅が b f となる点

a ：柱フェースと点αの距離

b ：切欠き長さ

f ：内端リブ長さ

f 1 ：内端リブの平行部分長さ

r ：切欠き半径t f ：フランジ厚

Z p ：切欠き断面の塑性断面係数（ウェブを考慮して算定）

M f ：梁端モーメントZ b ：梁端部の塑性断面係数， Z b  t f・b fe・d b  t f



A f 1 ：切欠部のフランジ断面, A f 1  b f 1・t f

e ：梁フランジサイドのあき寸法-2-

表2

制限範囲

項目
梁の対称性
梁の幅厚比

内容
リブと切り欠き形状は対称とする。
FA ランクとする。切欠き断面においても中央フランジ幅 b f 0 を用いて梁の横補剛評価する。
保有耐力横補剛。切欠部の区間は、切欠き断面の A f 1 と i y を用いて[スパン／梁成]の最小値
梁中央部の幅評価。梁端からの距離が a+b の範囲には、横補剛材のガセットを溶接しない。
[スパン／梁成]  5
中央フランジ幅： b f 0  300

フランジ厚 t f

40mm 以内柱との偏心梁端フランジ幅 b fe 部分が柱の幅内に収まる。

床剛性

床スラブのスタッドコネクタ
形状の補足

偏心のない場合も同様。
コンクリート、デッキプレート・コンクリート、ブレースにより剛床とする。
ただし、ブレースによる場合ブレース取付部のディテール等については、現状の梁端の形状や力学的挙動に影響を及ぼすことが無いものとする。
スタッドコネクタは、柱面と切欠部の終端から 15cm 内端側の間(a+b+15cm)のエリアには設置しない。
・点αは a と b の長さを定める点とする。
・梁端フランジ幅を、 b f より拡幅する場合は、点αより円弧の概ね接線方向に延長する。梁端フランジ幅 b fe は、 b f 以上とする。
・超音波探傷検査と溶接施工に関わる梁端寸法は、図 3 による。

図1

ERBS-H の形状・寸法-3-

図2ERBS-BH の形状・寸法

図3

各形式に対する梁端寸法-4-H 法と BH に対する梁形状の設定フローを図 4 に示す。
構造計画：骨組の断面寸法を仮定
梁断面 d b ， b f 0 ， t f の設定
ヒンジ位置 a  b / 2 の仮定 (注 1)
切欠深さ（ c ）の設定
0.2b f  c  0.25b fb f  1.5b f 0b f 1  b f  2c ≦ 0.85b f 0
切欠長さ（ b ）の設定
フランジの狭まる角度（ b / 2c ）を調整 (注 2)
Nob  0.65～0.85 d bYESNoa  0.5～0.75b f
YES
制限範囲(表 2)／梁端寸法（図 3)／形状･寸法（表１と図 1～２）の確認
図 4 梁形状の設定フロー(注 1) ヒンジ位置の初期値は、実験値を参考に、以下の値を目安とする。
断面形状
d b / b f 0 =3d b / b f 0 =2.5(実験値)
d b / b f 0 =2

ヒンジ位置の参考値

a  b / 2 / d b  0.65
a  b / 2 / d b  0.68
a  b / 2 / d b  0.80

(注 2) フランジの狭まる角度を、解析と実験値を参考に調整。

b / 2c ≒2.9-5-

② 応力計算
応力計算は、梁の切欠き形状の特性を適切にモデル化して実施する。
前記以外による場合は、以下による剛域付のフレーム解析手法によることができる。
・フレーム解析プログラムにより、切欠き断面と剛域をモデル化する。
・剛域の長さを、柱面から、a+b/2 に設定。切欠き断面の長さを、b/2 に設定。
・ジョイント位置を柱面から a+b に設定して、切底き断面と中央断面を区別する。

ジョイント・梁の剛性には、コンクリートスラブとの合成効果は考慮しない。

剛域

切欠き断面

中央断面

解析モデル立面

a+b/2 b/2

梁平面lb

図 5 剛域付のフレーム解析③ 応力度の確認
・梁端の許容曲げ応力度は、切欠き断面の b f 1 と t f を用いて算定する。
切欠き断面を有する区間の横座屈長さ l b は、柱フェース（または柱芯）と、梁端から第１番目の横補剛までの距離とする。
・断面算定位置を剛域端に設定する。
・梁に軸力が存在する場合は、切欠き断面を有する座屈区間の許容圧縮応力度を、切欠き断面における断面 2 次半径を用いて算定する。
④ 床版の応力集中等の確認
梁フランジ上のスタッドコネクタは、柱面と切欠部の終端から 15cm 内端側の間(a+b+15cm)のエリアには設置しない。この分を勘案して床のせん断力伝達に関する安全性を確認する。検討は、当該階のブレースのせん断力を、下階で異なる通のブレース構面にスラブの面内せん断力を介して伝える必要がある部位等に対して行う。
スタッドコネクタの耐力は、「日本建築学会：各種合成構造設計指針・同解説，1985」等による。

-6-

⑤ RBS 断面の検定
梁端接合部の曲げ耐力とせん断耐力が、RBS 工法の検定式を満足していることを確認する。
梁端接合部は、フランジで曲げモーメントを、ウェブでせん断力を負担するものとする。
ウェブで曲げとせん断を負担する場合は、日本建築学会「鋼構造接合部設計指針」(2006年)等により評価する。
ⅰ)梁端部のモーメントに対する設計・接合部の曲げ耐力の評価

梁端接合部に作用する曲げモーメントを下記のよう評価する。
ここでは、梁端モーメント M f は図 6～7 の荷重条件とメカニズム状態に対してして定める。長期荷重の条件が異なる場合は、それに応じたせん断力 V p を評価する。

M f  M pr  V p x = C pr R y Z p F y  V p x(1)

M pr  C pr Ry Z p Fy(2)M f ：梁端（柱フェース）での必要モーメントM pr ：予想ピーク塑性ヒンジモーメント
C pr ：歪硬化・局部拘束・付加的な補強・接合状態等によるピーク強度係数、
RBS 工法に対して C pr  1.15
R y ：梁の材料に関する（材料の基準強度の割増）係数、 Ry  1.1
Z p ：切欠き断面（塑性ヒンジ位置）の塑性断面係数（ウェブを考慮して算定）
Fy ：鋼材の基準強度
V p ：塑性ヒンジ位置でのせん断力
Vp M pr  M pr  PL' / 2  wL'2 / 2(3)L'x ：塑性ヒンジと柱フェース間の距離， x  a  b / 2
p ：梁中央部の集中荷重
w ：梁上の分布荷重

柱Mpr

PMpr

L’L’=7.3mxw
VPx

VAヒンジ

図 6 荷重条件とヒンジ位置でのせん断力の算定-7-柱Mf

MprVPx

図 7 柱フェースでのモーメント・接合部曲げ耐力の検定

下記の要件を満たせば、設計は許容可能となる。

M f  R y Z b FyZ b ：梁端部の塑性断面係数， Z b  t f・b fe・d b  t f(4)ⅱ）接合部のせん断力に対する設計

次の式により、柱面でのせん断力 V f を計算する。
Vf  2Vf

Mf
L  dc QL

t w d b  2t f  2 S r(5) f s ≦1.0
ここに、 Q L ：長期荷重によるせん断力
f s ：許容せん断応力度
S r ：スカラップの寸法

その他、パネルゾーンおよびダイアフラムについては、「鋼構造設計規準」，「鋼構造接合部設計指針」等により評価する。
⑥ 層間変形角の確認
応力計算で用いた“剛域付のフレーム解析” により層間変形角を評価した場合、梁の可撓長さが小さくなり実際より変位が小さめに算定される。このため、安全側の評価となる以下の略算により別途確認する。（変位を精算する場合は、別途変断面梁モデル等により評価する。参考資料 A に、変断面のビーム要素を用いたフレーム変位の検討結果を示す。）
・梁部材を一様鉄骨梁断面の要素でモデル化する。この断面は、中央部の鉄骨断面とする。
梁の剛性には応力計算と同様に、コンクリートスラブとの合成効果は考慮しない。
・算出した変位から、層間変形角が許容値以内であることを確認する。
この一様鉄骨梁のフレーム変位は、RBS 断面を考慮した実際の精密解析より、大きめの水平変位を与えるため安全側の評価となる。
梁のたわみも同様に、一様鉄骨梁のフレームのたわみが実際より大きめとなるため、安全側となる。

-8-

⑦ 接合部の破断防止
梁端の保有耐力接合の確認を、以下のように行う。

M *p・仕口部設計用曲げモーメント

保有水平耐力時に梁部材に作用する応力は、梁端での必要モーメント M f となる。

M *p  M f

この応力に安全率αを乗じて仕口部が破断しないことを確認する。 M f には、安全側に長期応力と C pr を考慮している。
仕口部設計用曲げモーメント M *p は、

M *p  M f   C pr R y Z p F y  V p x ヒンジ
塑性化が予想される領域( l /10 又は 2d 以上)
ここに、 l ：梁の長さ，d 梁成・仕口部最大曲げ強度の検定
仕口部設計用曲げモーメントを M *p として、梁端仕口部が破断しないことを確認する。ただし、RBS 断面の検定を材料の降伏強さで行っているため、下記の検討により満足される。
RBS 断面の検定式の両辺に安全率αを乗じて、

 R y Z b F y   M f  M *p（400N 級炭素鋼：α＝1.3）

OK =1.2×1.1 Z b ×345=455 Z b ＞ M *p

OKZ b σU＝400 Z b ＞  R y Z b F y =1.3×1.1 Z b ×235=336 Z b ＞ M *p（490N 級炭素鋼：α＝1.2）

Z b σU＝490 Z b ＞  R y Z b Fy
⑧ 局部座屈等の防止

梁の保有耐力横補剛の確認を、以下のように行う。
・“はり全長にわたって均等間隔で横補剛を設ける方法” を準用する場合
端部の横補剛間隔は l / n e 以内とする。 n e は、切欠き断面の梁の弱軸まわりの細長比  ye が、次式を満足する横補剛数とする。

 ye ≦170  20ne (400Ｎ級炭素鋼梁の場合)
 ye ≦130  20ne (490Ｎ級炭素鋼梁の場合)
中央の横補剛間隔は l / n c 以内とする。 n c は、中央断面の梁の弱軸まわりの細長比  yc が、次式を満足する横補剛数とする。

 yc ≦170  20nc (400Ｎ級炭素鋼梁の場合)
 yc ≦130  20nc (490Ｎ級炭素鋼梁の場合)
ここに、 l ：梁の長さ

 ye ：切欠き断面の梁の弱軸まわりの細長比（＝ l / i ye ） yc ：中央断面の梁の弱軸まわりの細長比（＝ l / i yc ）-9-

i ye ：切欠き断面に関する梁の弱軸まわりの断面 2 次半径， i ye  I y1 A1i yc ：中央断面に関する梁の弱軸まわりの断面 2 次半径， i yc  I y A
I y1 ， I y ：梁の切欠き断面と中央断面に関する弱軸まわりの断面 2 次モーメント
A1 ， A ：梁の切欠き断面と中央断面の面積
・“主として梁端部に近い部分に横補剛を設ける方法” を準用する場合
降伏曲げモーメントを超える曲げモーメントが作用する領域においては、次式で示す間隔で横補剛を配置する。ただし、梁の横補剛を検討するためのモーメント分布は、柱フェースでのモーメントが M f であるとして評価する。また、降伏曲げモーメントは、端部では切欠き断面のものを、中央では中央断面のものを用いる。
梁の横補剛を検討するための曲げモーメント分布には、安全率αを乗じたものを用いる。安
全率αは、400Ｎ級炭素鋼梁でα＝1.2 とし、490Ｎ級炭素鋼梁でα＝1.1 とする。
400Ｎ級炭素鋼の梁の場合端部の横補剛間隔：

l be・d bl≦ 250 かつ be ≦ 65
Af1i ye

中央の横補剛間隔：

l bc・d bl≦ 250 かつ bc ≦ 65
Af 0i yc

490Ｎ級炭素鋼の梁の場合端部の横補剛間隔：

l be・d bl≦ 200 かつ be ≦ 50
Af1i ye

中央の横補剛間隔：

l bc・d bl≦ 200 かつ bc ≦ 50
Af 0i ycA f 1 ：切欠部のフランジ断面, A f 1  b f 1・t f

A f 0 ：中央のフランジ断面, A f 0  b f 0・t f
l be ：切欠部を有する梁端部の横補剛間隔
l bc ：中央断面の梁の横補剛間隔⑨ 保有水平耐力の確認
保有耐力算定時の梁の塑性ヒンジは、切欠き断面位置に生じるものとする。保有耐力の算定時は、梁の耐力に C pr の割増しは行わない。
フレーム解析プログラムにより計算する場合は、1 次設計の応力算定と同じ剛域モデルにより算定してもよい。

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＜参考資料 A＞ フレーム変位の検討例
参考として以下に、変断面のビーム要素を用いたフレーム変位の検討例を示す。
解析に用いた部材とモデル化を図 A-1 に、検討ケースを表 A-1 に示す。

表 A-1 検討ケース

ケース
1 変断面梁2 一様鉄骨梁
3 剛域+鉄骨梁端部モデル化
ERBS 梁剛域

ヒンジモデル化
ERBS 梁中央断面切欠き断面中央モデル化
中央断面中央断面

図 A-1 解析に用いた部材とモデル化- 11 -

備考
実形状で精算変位計算用
耐力計算用

入力荷重およびフレームモデルを、図 A-2 に示す。
表 A-2 の検討結果から、“ケース２：一様鉄骨梁”は、“ケース１：変断面梁 ”に対して大きめの変位を与え、安全側の評価となる。

ピン

w=5.2(KN/㎡)×7m=36.4KN/m

P/2
P=4(KN/㎡)×7×7m=206KN

ｗ

4.0ｍ

柱P/2

梁7.0ｍ

地震時

長期荷重

図 A-2 入力荷重およびフレームモデル
表 A-2 検討結果
地震時 水平変位

鉛直時 鉛直変位

ケース
1 変断面梁 (実形状で精算)
2 一様鉄骨梁（変位計算用）
3 剛域+鉄骨梁(耐力計算用)

変位(cm)

Ratio(％)

変位(cm)

Ratio(％)

2.17
2.46
1.71

10011379

0.280.310.22

10011179＜参考資料 B＞ 切欠き円弧の製作
H 法・BH 法ともに、円弧の側面は切欠き長さｂの範囲をグラインダー仕上げとする。H 法では下図の参考例のように、切欠き円弧と梁フランジの交点（図中○印）を溶接範囲に含める。

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