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귀 래 교수원방향 시점부
말뚝 계산서
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
■ HCP 말뚝검토 [귀래교 시점부 수원방향]
1. HCP 이음위치 검토
(Mmax/2)
(여유길이)
L=Mmax / 2 + 1m 이상
= 3.4 + 1 = 4.4m
∴ 이상 적용
3.4
m
4.4 m
1 m
-20
-19
-18
-17
-16
-15
-14
-13
-12
-11
-10
-9
-8
-7
-6
-5
-4
-3
-2
-1
0
-20 -10 0 10 20
활하중재하시[고정]
활하중재하시[힌지]
Moment (tonf-m)
½M
max
½M
max
이음위치
-
①강
관 말
뚝②
PH
C 말
뚝
depth
(m)
<말뚝의 제원> ① 강관말뚝 : Φ500-12 t ② PHC말뚝 : Φ500, A-type
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
2. HCP 말뚝검토
1) 설계조건
① 지반조건 및 기본가정
② 말뚝의 제원
a. 강관말뚝의 제원
b. PHC말뚝의 제원
말뚝 선단의 근입깊이
두부의 돌출길이
말뚝의 총길이 L
말 뚝 길 이 Lp
Ip
탄 성 계 수 Ep
단면2차모멘트
400000
구 분
말 뚝 두 께 tp
부 식 두 께 t1p
유 효 지 름 Dep
말 뚝 지 름
말 뚝 두 께
부 식 두 께
유 효 지 름
말 뚝 길 이
단면2차모멘트
탄 성 계 수
cm⁴
Ls
Is
Es
m
49.6
4.4
45097.50599
2100000
0
18.7
m
m
40
10ㆍN
1 m
적 용 비 고
내부굴착 HCP말뚝
10
50
1.2
14.3
241198.9176
m
cm⁴
비 고
50.0 cm
적 용
SKK400
비 고
cm
cm
kgf/㎠
적 용
0.2 cm
cm
Ds
ts
t1s
Des
구 분
구 분
말뚝의 시공방법
말뚝 머리의 평균 N치
말뚝 선단의 평균 N치
변 형 계 수
NH
Ne
E0
cm
kgf/㎠
cm
말 뚝 지 름
8.0
-
cm
50.0
강재의 종류
Dp
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
2) 기초도심에서의 작용하중
3) 말뚝의 배치
※ 말뚝의 간격 검토
m 2.5ㆍD = m
m 1.25ㆍD = m
Vo(tonf)
사용하중COMBO 2 2194.217
COMBO 3 1922.085
COMBO 1 1635.485
구 분
상부공 가설전
상부공 가설전
지진시
Ho(tonf)
1002.876 활하중 재하시
활하중 비재하시728.827
458.918
Mo(tonf.m) 비 고
439.322
529.587
478.579
활하중 재하시3083.792 892.423
780.167 1122.598
COMBO 2
1922.076 710.663 2489.088
2126.132
1982.878
COMBO 4
2498.709 805.726 1499.225 활하중 비재하시
1922.076 710.663 2489.088 지진시
계수하중
COMBO 4
구 분
COMBO 3
COMBO 1
말뚝의 최소중심간격
말뚝의 연단거리
적 용
1.3
0.65
비 고
∴ O.K
∴ O.K
허 용
>
비교
1.25
0.625
>
100
650
2@1,
300=
2,60
01,
500
650
100
5,40
0
143 931 11@1,775=19,528421
36
20,916
70458
11@1,775=19,528 931
20,916
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
4) 말뚝의 스프링 정수 산정
① 축방향 스프링정수
② 말뚝의 축직각방향 스프링정수
≥ 3 ≥ 3
h : 설계 지반면보다 위에 있는 부분의 말뚝 축방향 길이 (m)
3333.333 6666.667
tonf.m/m
tonf/m²
tonf/m²
0.3538
2370.613
(반무한장 말뚝)
2550.0611186.805
tonf/m²1000
1 2
tonf.m/rad
1677.336 2976.791 tonf/m
8.010
(반무한장 말뚝)
tonf/rad
2370.613 3474.931
BH 1.189 1.080
βL1<βL<3 (유한장 말뚝)
K1
K2,K3,K4
0.4283 m-1
K1
K2
4ㆍEㆍIㆍβ³
2ㆍEㆍIㆍβ² 3474.931
6.616
상시
aㆍAㆍE / L
계 산 식
10ㆍN
적 용 값
tonf/m
지진시
21407.528
6700.871 8112.860
2ㆍEㆍIㆍβ³
-
838.668 1488.395
0.000 0.000
E0
α
2ㆍEㆍIㆍβ
-
고 정 2ㆍEㆍIㆍβ²
KH0
βL≥3 (반무한장 말뚝)
KH
β
힌 지
K3
K4
tonf/m
1.019
구 분
a
계 산 식
0.013 0.53
구 분
ㆍ( L/D )+
Kv
적 용 값
βD
OEα301
=
43
)30
(−
= HHO
Bk
4
4 EIDk H
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
5) 말뚝의 변위 및 부재력
① 말뚝머리 고정일 경우
ⓐ 기초의 변위
* 말뚝의 수평변위 검토
말뚝의 수평변위 = 7.491 mm ≤ 말뚝의 허용변위 = 15.000 mm ∴ O.K
Axx 80512.1 142886.0
Axy,Ayx 0.0 0.0
Axa,Aax -113789.4 -166796.7
Ayy 1027561.3 1027561.3
Aya,Aay 51378.1 51378.1
Aaa 2703015.2 2770790.7
일반식
δx(m) δy(m) α(rad)구 분
사용하중 계수하중
δx(m) δy(m)
0.0006464 0.0128039
α(rad)
0.0108692
0.0012522 0.0064354 0.0018079
COMBO 1 0.0062599 0.0015718 0.0003962
COMBO 4
COMBO 3
COMBO 2
0.0064354 0.0018079
0.0020274 0.0008343
0.0009895
0.0029402 0.0012167
0.0066727 0.0018448 0.0005155 0.0114060 0.0023822
0.0074913 0.0021030
0.0012522
말뚝원점에서의 변위계산값
평상시 지진시
( )∑ + ivi KK θθ 221 sincos
( )∑ − iiv KK θθ cossin1
( ){ }∑ −− iiiiv KxKK θθθ coscossin 21
( )∑ + iiv KK θθ 21
2 sincos
( ){ }∑ ++ iiiiv KxKK θθθ sinsincos 22
12
( ) ( ){ }∑ ++++ 43222
12 sinsincos KxKKxKK iiiiiv θθθ
⎥⎥⎥
⎦
⎤
⎢⎢⎢
⎣
⎡×
⎥⎥⎥
⎦
⎤
⎢⎢⎢
⎣
⎡
=⎥⎥⎥
⎦
⎤
⎢⎢⎢
⎣
⎡−
o
o
o
aaayax
yayyyx
xaxyxx
y
x
MVH
AAAAAAAAA
1
αδδ
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
ⓑ 말뚝머리 변위량 및 작용력 : 말뚝응력검토시
δx(i) = δx × cosθ(i) - (δy + α × x(i)) × sinθ(i)
δy(i) = δx × sinθ(i) + (δy + α × x(i)) × cosθ(i)
Pn(i) = Kv × δy(i)
Ph(i) = K1 × δx(i) - K2 × α
Mt(i) = -K3 × δx(i) + K4 × α
- 사용하중 조합
- 계수하중 조합
51.035 9.561
16.262
-12.185
-12.185
0.0023840 0.0003962
Pn(i)αδx(i) δy(i)구 분
1
COMBO 10.0062599
0.0062599
2 0.0062599
3
0.0003962
28.984 9.561
0.0018689 0.0003962 40.009 9.561
0.0003962
73.389 11.033 -13.427
0.0006464 55.399 11.033 -13.427
0.0006464
0.0006464 37.410 11.033 -13.427COMBO 2
3 0.0017475
2 0.0025879
0.0074913
0.0074913
0.0074913
0.0074913
1
0.0006464 16.653
0.0005155 33.422
0.0005155 62.113
0.0005155 47.768COMBO 3
3 0.0015612
2 0.0022314
1 0.0029015
0.0066727
0.0066727
0.0066727
9.970
4 0.0007880 0.0005155 16.8700.0066727
0.0012522 93.657 14.805
9.970
9.970
0.0012522 58.808 14.805 -12.204
0.0012522 23.959 14.805 -12.204
4 -0.0007591
COMBO 43 0.0011192
2 0.0027471
1 0.0043749
0.0064354 0.0012522 -16.251 14.805 -12.204
Pn(i) Ph(i) Mt(i)δx(i) δy(i)
1 0.0108692 0.0037378
α구 분
0.0008343 80.017 16.253 -20.176
0.0008343 56.797 16.253 -20.176
0.0008343 33.578 16.253 -20.176
4 0.0108692 0.0003170
COMBO 13 0.0108692 0.0015685
2 0.0108692 0.0026531
0.0008343 6.786 16.253 -20.176
-22.2001 0.0128039 0.0054345
-22.2002 0.0128039 0.0038528
-22.2003 0.0128039 0.0022711COMBO 2
0.0012167 48.618 18.592
0.0012167 82.478 18.592
0.0012167 116.339 18.592
9.548 18.592 -22.2004 0.0128039 0.0004460 0.0012167
-20.4091 0.0114060 0.0044108
-20.4092 0.0114060 0.0031244
-20.4093 0.0114060 0.0018380COMBO 3
0.0009895 39.346 16.786
0.0009895 66.885 16.786
0.0009895 94.423 16.786
7.571 16.786 -20.4094 0.0114060 0.0003537 0.0009895
93.657 14.805 -12.2041 0.0064354 0.0043749
58.808 14.805 -12.2042 0.0064354 0.0027471
23.959 14.805 -12.2043 0.0064354 0.0011192
-16.251 14.805 -12.2044 0.0064354 -0.0007591 0.0012522
COMBO 40.0012522
0.0012522
0.0012522
4
0.0034282
0.0062599
0.0013539
0.0007779
4 0.0007596
0.0064354
0.0064354
0.0064354 -12.204
-12.364
11.033
Ph(i) Mt(i)
-12.185
-12.364
9.970
9.561
-12.364
-12.364
-13.427
-12.185
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
ⓒ 말뚝머리 작용력 : 기초응력 검토시
V(i) = Pn(i) × cosθ(i) - Ph(i) × sinθ(i)
H(i) = Pn(i) × sinθ(i) + Ph(i) × cosθ(i)
Ht = ∑H(i) × N
Vt = ∑V(i) × N
Mt = ∑(V(i) × x(i) + M(i)) × N
- 사용하중 조합
수평거리 각도구 분 축력 수평력 모멘트 본수
9.561 -12.185 121 2.050 0
2 0.750 0
51.035
40.009 9.561 -12.185 12
28.984 9.561 -12.185 12
16.262 9.561 -12.185 12
계
COMBO 1
4 -2.050 0
3 -0.550 0
1635.485 458.918 439.322 48
11.033 -13.427 121 2.050 0
2 0.750 0
73.389
55.399 11.033 -13.427 12
37.410 11.033 -13.427 12
16.653 11.033 -13.427 12
계
COMBO 2
4 -2.050 0
3 -0.550 0
2194.217 529.587 1002.876 48
9.970 -12.364 121 2.050 0
2 0.750 0
62.113
47.768 9.970 -12.364 12
33.422 9.970 -12.364 12
16.870 9.970 -12.364 12
계
COMBO 3
4 -2.050 0
3 -0.550 0
1922.085 478.579 728.827 48
14.805 -12.204 121 2.050 0
14.805 -12.204 122 0.750 0
14.805 -12.204 123 -0.550 0
14.805 -12.204 124 -2.050 0
710.663 2489.088 48계 1922.076
COMBO 4
-16.251
23.959
58.808
93.657
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
- 계수하중 조합
수평거리 각도구 분 축력 수평력 모멘트 본수
16.253 -20.176 121 2.050 0
2 0.750 0
80.017
56.797 16.253 -20.176 12
33.578 16.253 -20.176 12
6.786 16.253 -20.176 12
계
COMBO 1
4 -2.050 0
3 -0.550 0
2126.132 780.167 1122.598 48
18.592 -22.200 121 2.050 0
2 0.750 0
116.339
82.478 18.592 -22.200 12
48.618 18.592 -22.200 12
9.548 18.592 -22.200 12
계
COMBO 2
4 -2.050 0
3 -0.550 0
3083.792 892.423 1982.878 48
16.786 -20.409 121 2.050 0
2 0.750 0
94.423
66.885 16.786 -20.409 12
39.346 16.786 -20.409 12
7.571 16.786 -20.409 12
계
COMBO 3
4 -2.050 0
3 -0.550 0
2498.709 805.726 1499.225 48
121 2.050 0 93.657
58.808
14.805 -12.204
12
14.805 -12.204 12
14.805 -12.204 12
-16.251 14.805 -12.204
23.959
710.663 2489.088 48계 1922.076
COMBO 4
4 -2.050 0
3 -0.550 0
2 0.750 0
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
② 말뚝머리 힌지일 경우
ⓐ 기초의 변위
말뚝원점에서의 변위계산값
평상시 지진시
Axx 40256.1 71443.0
Axy,Ayx 0.0 0.0
Axa,Aax 0.0 0.0
Ayy 1027561.3 1027561.3
Aya,Aay 51378.1 51378.1
Aaa 2381373.4 2381373.4
δx(m) δy(m) α(rad)
일반식
δx(m) δy(m) α(rad)구 분
사용하중
COMBO 1 0.0114000 0.0015841 0.0001503 0.0193801 0.0020477 0.0004272
0.0029626 0.00076870.02216870.0131555 0.0021166 0.0003755
0.0118884 0.0018572 0.0002660
COMBO 2
계수하중
COMBO 4 0.0099473 0.0018202 0.0010060
0.0200150 0.0024028 0.0005777
0.0099473
COMBO 3
0.0018202 0.0010060
( )∑ + ivi KK θθ 221 sincos
( )∑ − iiv KK θθ cossin1
( ){ }∑ −− iiiiv KxKK θθθ coscossin 21
( )∑ + iiv KK θθ 21
2 sincos
( ){ }∑ ++ iiiiv KxKK θθθ sinsincos 22
12
( ) ( ){ }∑ ++++ 43222
12 sinsincos KxKKxKK iiiiiv θθθ
⎥⎥⎥
⎦
⎤
⎢⎢⎢
⎣
⎡×
⎥⎥⎥
⎦
⎤
⎢⎢⎢
⎣
⎡
=⎥⎥⎥
⎦
⎤
⎢⎢⎢
⎣
⎡−
o
o
o
aaayax
yayyyx
xaxyxx
y
x
MVH
AAAAAAAAA
1
αδδ
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
ⓑ 말뚝머리 변위량 및 작용력 : 말뚝응력검토시
δx(i) = δx × cosθ(i) - (δy + α × x(i)) × sinθ(i)
δy(i) = δx × sinθ(i) + (δy + α × x(i)) × cosθ(i)
Pn(i) = Kv × δy(i)
Ph(i) = K1 × δx(i) - K2 × α
Mt(i) = -K3 × δx(i) + K4 × α
- 사용하중 조합
- 계수하중 조합
α Pn(i) Ph(i) Mt(i)δx(i) δy(i)구 분
3
0.0001 0.0114000 0.0018922 0.0001503 40.508 9.561
0.00015030.0114000COMBO 1
0.0002 0.0114000 0.0016968 0.0001503 36.325 9.561
9.561 0.000
0.0004 0.0114000 0.0012760 0.0001503 27.315 9.561
0.0015014
61.789 11.033
32.142
0.000
0.0003755 51.339 11.033 0.000
0.0003755
0.0003755 40.890 11.033 0.000COMBO 2
3 0.0131555 0.0019101
2 0.0131555 0.0023982
1 0.0131555 0.0028863
28.833 11.033 0.0004 0.0131555 0.0013469 0.0003755
0.0002660
0.0002660
4 0.0118884 0.0013120
51.432 9.970 0.000
44.029 9.970 0.000
36.627 9.970 0.000
0.0002660 28.086 9.970 0.000
0.0002660COMBO 3
3 0.0118884 0.0017109
2 0.0118884 0.0020567
1 0.0118884 0.0024025
1 0.0099473 0.0038824 0.0010060 83.114 14.805 0.000
0.0010060 55.118 14.805 0.000
0.0010060 27.122 14.805 0.000
4 0.0099473 -0.0002420
COMBO 43 0.0099473 0.0012669
2 0.0099473 0.0025747
0.0010060 -5.181 14.805 0.000
Pn(i) Ph(i) Mt(i)δx(i) δy(i)
1 0.0193801 0.0029236
α구 분
0.0004272 62.586 16.253 0.000
0.0004272 50.697 16.253 0.000
0.0004272 38.807 16.253 0.000
4 0.0193801 0.0011719
COMBO 13 0.0193801 0.0018128
2 0.0193801 0.0023682
0.0004272 25.088 16.253 0.000
0.0001 0.0221687 0.0045386
0.0002 0.0221687 0.0035392
0.0003 0.0221687 0.0025398COMBO 2
0.0007687 54.372 18.592
0.0007687 75.765 18.592
0.0007687 97.159 18.592
29.686 18.592 0.0004 0.0221687 0.0013867 0.0007687
0.0001 0.0200150 0.0035871
0.0002 0.0200150 0.0028361
0.0003 0.0200150 0.0020851COMBO 3
0.0005777 44.636 16.786
0.0005777 60.714 16.786
0.0005777 76.792 16.786
26.084 16.786 0.0004 0.0200150 0.0012185 0.0005777
83.114 14.805 0.0001 0.0099473 0.0038824
55.118 14.805 0.0002 0.0099473 0.0025747
27.122 14.805 0.0003 0.0099473 0.0012669
-5.181 14.805 0.0004 0.0099473 -0.0002420 0.0010060
COMBO 40.0010060
0.0010060
0.0010060
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
ⓒ 말뚝머리 작용력 : 기초응력 검토시
V(i) = Pn(i) × cosθ(i) - Ph(i) × sinθ(i)
H(i) = Pn(i) × sinθ(i) + Ph(i) × cosθ(i)
Ht = ∑H(i) × N
Vt = ∑V(i) × N
Mt = ∑(V(i) × x(i) + M(i)) × N
- 사용하중 조합
수평거리 각도구 분 축력 수평력 모멘트 본수
9.561 0.000 121 2.050 0
2 0.750 0
40.508
36.325 9.561 0.000 12
32.142 9.561 0.000 12
27.315 9.561 0.000 12
계
COMBO 1
4 -2.050 0
3 -0.550 0
1635.485 458.918 439.322 48
11.033 0.000 121 2.050 0
2 0.750 0
61.789
51.339 11.033 0.000 12
40.890 11.033 0.000 12
28.833 11.033 0.000 12
계
COMBO 2
4 -2.050 0
3 -0.550 0
2194.217 529.587 1002.876 48
9.970 0.000 121 2.050 0
2 0.750 0
51.432
44.029 9.970 0.000 12
36.627 9.970 0.000 12
28.086 9.970 0.000 12
계
COMBO 3
4 -2.050 0
3 -0.550 0
1922.085 478.579 728.827 48
14.805 0.000 121 2.050 0
2 0.750 0
83.114
55.118 14.805 0.000 12
27.122 14.805 0.000 12
-5.181 14.805 0.000 12
계
COMBO 4
4 -2.050 0
3 -0.550 0
1922.076 710.663 2489.088 48
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
- 계수하중 조합
수평력 모멘트 본수수평거리 각도
1 2.050 0
축력구 분
62.586
COMBO 1
50.6972 0.750
16.253 0.000 12
1216.253 0.0000
123 -0.550 0 38.807 16.253 0.000
124 -2.050 0 25.088 16.253 0.000
780.167 1122.598 48계
1 2.050 0
2126.132
97.159 18.592 0.000 12
122 0.750 0
123 -0.550 0
124 -2.050 0
COMBO 2
29.686 18.592 0.000
54.372 18.592 0.000
75.765 18.592 0.000
892.423 1982.878 48계 3083.792
2 0.750 0
16.7861 2.050 0 76.792 0.000 12
12
123 -0.550 0
124 -2.050 0
COMBO 3
26.084 16.786 0.000
44.636 16.786 0.000
60.714 16.786 0.000
805.726 1499.225 48계 2498.709
120.000
1 2.050 0 83.114
2 0.750 0 55.118
3 -0.550 0COMBO 4
-5.181 14.805 0.000
27.122 14.805 0.000
14.805
4
계 1922.076
12
12
-2.050 0
14.805 0.000 12
48710.663 2489.088
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
3. 말뚝머리 작용력 집계표
1) 말뚝머리 고정일 경우
2) 말뚝머리 힌지일 경우
0.000
0.000
0.000
23.959
-12.204
58.808 -12.204
COMBO 3
1 51.432 9.970
4 9.970 0.000
36.325
9.561
32.142
0.000
0.000
0.000
0.000
0.00061.789
COMBO 4
COMBO 4
9.561
3
2
9.561
28.833 11.033
11.033COMBO 2
COMBO 1
1 40.508 9.561
4 27.315
2
1 93.657 14.805
2 14.805
4 -16.251 14.805
3 14.805
9.970 -12.364
COMBO 3
1 62.113
4 16.870
2 47.768
3 33.422
9.970 -12.364
9.970 -12.364
4 16.653 11.033
-13.427
11.033 -13.427
-13.427
3 37.410
9.970 -12.364
-13.427
COMBO 2
1 73.389 11.033
2 55.399 11.033
구 분
51.035
40.009
28.9843
2COMBO 1
16.2624
1 9.561 -12.185
-12.185
-12.1859.561
9.561
9.561
-12.185
수평력 모멘트
사 용 하 중
축력
구 분사 용 하 중
축력 수평력 모멘트
11.033
3 40.890 11.033
2 51.339
1
4
0.000
28.086
44.029 9.970
3 36.627 9.970 0.000
0.000
0.0001 83.114 14.805
2 55.118 14.805 0.000
3 27.122 14.805 0.000
4 -5.181 14.805 0.000
계 수 하 중
축력 수평력 모멘트
-20.17680.017
56.797 16.253 -20.176
-22.200
16.253
6.786 16.253 -20.176
33.578 16.253
116.339 18.592
-20.176
-22.200
18.592 -22.200
18.592 -22.200
18.592
94.423 16.786
82.478
48.618
9.548
-20.409
16.786 -20.409
7.571 16.786 -20.409
16.786 -20.409
66.885
39.346
-12.204
14.805 -12.204
93.657 14.805
-12.204
14.805 -12.204
58.808
23.959
-16.251 14.805 -12.204
-12.204
계 수 하 중
축력 수평력 모멘트
38.807 16.253
0.00062.586 16.253
0.000
50.697 16.253 0.000
54.372 18.592
75.765 18.592
60.714 16.786
0.00025.088 16.253
0.000
0.000
0.00097.159 18.592
29.686 18.592 0.000
0.000
0.000
0.000
16.78644.636
76.792 16.786
16.786
55.118 14.805
0.00083.114 14.805
0.000
-5.181 14.805 0.000
27.122 14.805
0.000
0.00026.084
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
4. 말뚝의 안정성 검토
1) 말뚝의 허용지지력 검토
① 말뚝의 허용지지력
Ra1 = 98.300 tonf(평상시) [지지력검토 참조]
Ra2 = 147.450 tonf(지진시) [지지력검토 참조]
② 말뚝의 허용인발력
Pa1 = 0.000 tonf(평상시) [지지력검토 참조]
Pa2 = 32.880 tonf(지진시) [지지력검토 참조]
③ 하중조합별 검토
2) 말뚝의 응력 검토
① 강관말뚝의 합성응력 검토
fsa = 1400.000 kg/c㎡ (평상시)
= 2100.000 kg/c㎡ (지진시)
f = V/Ap ± M × y/Io
= V ÷ 152.6814 ± M × ( 50.00 ÷ 2 ) ÷ 45097.51
-16.251
83.114
147.450 32.880 O.K
COMBO 3
HINGE
FIX
O.K
FIX 93.657COMBO 4
HINGE
COMBO 1
COMBO 2
FIX
28.086
147.450 32.880-5.181
98.300 0.000
O.KHINGE
62.113 16.870 O.K
98.300 0.00051.432
HINGE 61.789 28.833 98.300
40.508 27.315 98.300
O.K0.000
FIX 73.389 16.653 O.K98.300 0.000
0.000 O.K
V(max)
O.K0.000
51.035 16.262 98.300
V(min) Ra(tonf) Pa(tonf) 비 고구 분
1400
O.K
M(tonf.m)
FIX 51.035 12.185 1010
fmax fsa 비 고
40.508 8.713
FIX O.K1225
748 1400HINGE
73.389 13.427
962
1400
1400 O.K
O.K1400
1092
10.055
HINGE
FIX 62.113 12.364
841 1400 O.K51.432 9.086
2100 O.K
O.K
FIX 93.657 12.204 1290COMBO 4
HINGE
V(tonf)
83.114
구 분
COMBO 1
COMBO 2
COMBO 3
HINGE 61.789
11.144 1162 2100
O.K
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
② 강관말뚝의 전단응력 검토
τsa = 800.000 kg/c㎡ (평상시)
= 1200.000 kg/c㎡ (지진시)
τ = α × Ho / Ap
α = 4 × (D²+ D×d + d²) / (3 × (D²+ d²))
= 4 × ( 49.600² + 49.600 × 47.600 + 47.600² ) ÷
( 3 × ( 49.600² + 47.600² ) ) = 1.999 ; 전단형상계수
③ PHC 말뚝의 합성응력 검토
fca = 200 kg/c㎡ (평상시)
= 266 kg/c㎡ (지진시)
fsa = -10 kg/c㎡ (평상시)
= -13 kg/c㎡ (지진시)
f = V/Ap + σe ± M × y/Io
= V ÷ 1056 + ± M × ( 50.00 ÷ 2 ) ÷ 241199
④ PHC 말뚝의 전단응력 검토
τpa = 12 kg/c㎡ (평상시)
= 16 kg/c㎡ (지진시)
τp = α × Ho / Ap
α = = 4 × ( 50.000² + 50.000 × 34.000 + 34.000² ) ÷
( 3 × ( 50.000² + 34.000² ) ) = 1.953 ; 전단형상계수
= × Ho / 1056
6.032 11 16 O.K지진시 최대
FIX 2.365 4 16 O.K
HINGE
HINGE 83.114 3.802 158 79 266 -13 O.K
266 -13 O.K지진시최대
FIX 93.657 2.625
fmin
84
4.086 O.K
1.529 O.K
156 102
구 분
상시최대
fcaV(tonf) M(tonf.m) fmax
73.389 2.481
3.051HINGE
비 고fsa
-10
130 67 O.K200
O.K135 200FIX
FIX
비 고
1.953
61.789 -10
HINGE
구 분 τsa
8 12
H(tonf) τp
3 12상시 최대
비 고
FIX 9.561 125 800 O.K
H(tonf) τ τsa
O.K
FIX 11.033 144 800 O.K
HINGE 9.561 125
HINGE 9.970 131
O.KHINGE 11.033 144
FIX 9.970 131 O.K
O.K
O.K
구 분
COMBO 1
COMBO 2
COMBO 3
COMBO 4HINGE 14.805
O.KFIX
1200194
14.805
800
800
800
800
-4 266
194 1200
40.00
지진시최소
FIX -16.251 2.625
HINGE -5.181 3.802 -13
52 -3 266 -13
75 O.K
O.K
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
5. 말뚝과 확대기초의 결합부 검토
1) 압입력에 대한 검토
① 확대기초 콘크리트의 수직지압응력
fck : 콘크리트의 설계기준강도(kg/㎠)
PNmax : 상시와 지진시, 말뚝 머리에 작용하는 가장 큰 수직력(tonf)
D : 말뚝의 외경(cm)
fca : 상시,콘크리트의 허용지압응력 = 0.25fck (kg/㎠), (해설표 참고)
fca' : 지진시, 콘크리트의 허용지압응력 = 1.33 × (0.25fck) (kg/㎠)
-해설 표. 확대기초의 허용지압응력, fca(kg/㎠ )
* 수직지압응력(fcv) 검토 (상시)
fcv = 73388.967 ÷ ( π ÷ 4 × 49.600² )
= 37.982 kg/㎠ ≤ fca = 60.000 kg/㎠ ∴ O.K
* 수직지압응력(fcv) 검토 (지진시)
fcv = 93656.550 ÷ ( π ÷ 4 × 49.600² )
= 48.471 kg/㎠ ≤ fca' = 79.800 kg/㎠ ∴ O.K
설계기준강도 (fck,kg/c㎡ )
210 240 270 300
99.750
허용지압응력(fca,kg/㎠)
상시 (fca) 52.500 60.000
지진시 (fca') 69.825 79.800
67.500 75.000
89.775
caN
cv fD
Pf ≤=
2
max
4π
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
② 확대기초 콘크리트의 압발전단응력
τa3 : 상시, 콘크리트의 허용수직압발전단응력 (kg/㎠) ,(해설표 참조)
τa3' : 지진시, 콘크리트의 허용수직압발전단응력 (kg/㎠) ,(해설표 참조)
h : 확대기초의 유효두께 (cm)
-해설 표. 확대기초의 허용수직압발전단응력, τa3(kg/㎠)
* 압발전단응력(τv) 검토 (상시)
τv = 73388.967 ÷ { π × ( 49.600 + 110.000 ) × 110.000 }
= 1.331 kg/㎠ ≤ τa3 = 9.000 kg/㎠ ∴ O.K
* 압발전단응력(τv) 검토 (지진시)
τv = 93656.550 ÷ { π × ( 49.600 + 110.000 ) × 110.000 }
= 1.698 kg/㎠ ≤ τa3' = 11.970 kg/㎠ ∴ O.K
2) 인발력에 대한 검토
원칙적으로 인발력에 대한 검토는 하지 않아도 된다. [도로교 설계기준 해설(하부구조편) P292]
* 인발력(fs) 검토 (상시)
×
As × N ×
∴ fs = kg/㎠ < fsa = kg/㎠ ∴ O.K
* 인발력(fs') 검토 (지진시)
×
As × N ×
∴ fs' = kg/㎠ < fsa' = × = kg/㎠ ∴ O.K
허용압발전단응력
콘크리트의 설계기준강도 fck 210 240
지진시 (τa3'') 11.31 11.97
상시 (τa3) 8.50 9.00
0.000 1000kg/㎠
13.30
270 300
9.50 10.00
3.871 8= 0.000
fs' =Pt,max
=
fs =Pt,max
=
525 1500 1.33
0.000 1500
kg/㎠
1995
3.871 8
16.251 1000= 525
12.64
3max
)( aN
v hhDP τ
πτ ≤
+=
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3) 수평력에 대한 검토
① 확대기초 콘크리트의 수평지압응력
PHmax : 상시와 지진시, 말뚝머리에 작용하는 최대 말뚝축직각방향력 (tonf)
l : 말뚝의 매입길이 = 10 cm
* 수평지압응력(fch) 검토 (상시)
fch = 11033.063 ÷ ( 49.600 × 10.000 )
= 22.244 kg/㎠ ≤ fca = 60.000 kg/㎠ ∴ O.K
* 수평지압응력(fch) 검토 (지진시)
fch = 14805.479 ÷ ( 49.600 × 10.000 )
= 29.850 kg/㎠ ≤ fca = 79.800 kg/㎠ ∴ O.K
② 확대기초 단부 말뚝에 대한 수평압발전단응력
h' : 수평방향의 압발전단에 저항하는 확대기초의 유효두께 (cm)
* 수평압발전단응력(fch) 검토 (상시)
τh = 11033.063 ÷ { 40.200 × ( 2 × 10 + 50.000 + 2 × 40.200 )}
= 1.825 kg/㎠ ≤ τa3 = 9.000 kg/㎠ ∴ O.K
* 수평압발전단응력(fch) 검토 (지진시)
τh = 14805.479 ÷ { 40.200 × ( 2 × 10 + 50.000 + 2 × 40.200 )}
= 2.449 kg/㎠ ≤ τa3' = 11.970 kg/㎠ ∴ O.K
caH
ch flD
Pf ≤
⋅= max
3''max
)22( aH
h hDlhP ττ ≤
++=
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4) 철근정착
fsa1 : 이형철근의 허용인장응력 (kg/㎠) ,(해설표 참조)
Ast : 이형철근의 공칭단면적 (cm²) ,(해설표 참조)
U : 이형철근의 공칭둘레길이 (cm)
τoa : 콘크리트의 허용부착응력 (kg/㎠) ,(해설표 참조)
d1 : 이형철근의 공칭지름 (cm)
- 해설 표. 이형철근의 허용응력, fsa1 (kg/㎠)
- 해설 표. 이형철근의 표준치수
- 해설 표. 콘크리트의 허용부착응력, τoa (kg/㎠)
* 철근의 정착길이
일반적으로, Lo ≥ Lomin = 35d1 로 하는 것이 좋다. Lomin = 35 × 2.22 = 77.700 cm
Lo = 1500 × 3.871 ÷ ( 16.0 × 7.000 ) = 51.8438 ≤ 77.700
= 77.700 cm
5) 확대기초 속에 말뚝머리부분의 매입길이는 최소한 10 cm로 한다.
6) 연직 지압강도에 대한 검토 (콘·설 P125)
A1 : 재하면적 (cm²)
A2 : 지지면적 (cm²)
* 연직지압강도
φVn = 0.700 × ( 0.85 × 240.0 × 1963.495 )
= 280.387 tonf ≥ PNmax = 73.389 tonf ∴ O.K
철근의 종류 SD30 SD35 SD40
인장 및 압축응력 1500 1750 1800
철근의 종류, D(cm) D19 D22 D25
7.942
공칭지름, d1(cm) 1.91 2.22 2.54
공칭단면적, Ast(cm²) 2.865
8.0
3.871 5.067 6.424
공칭둘레, U(cm) 6.0
이형철근과 콘크리트의 허용부착응력 (τoa)
14.0
7.0
16.0 17.0
콘크리트의 설계기준강도 (fck) 210 240 270
18.0
300
9.0 10.0
D29 D32
2.86 3.18
UAfL
oa
stsao τ
1=
( )185.0 AfV ckn φφ =
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
7) PUNCHING 전단강도에 대한 검토 (콘·설 P154)
d : 유효깊이 ( 말뚝위치의 단면두께 - 저판에서의 철근덮개)
bp : π × (말뚝직경 + d)
* PUNCHING 전단강도
φVn = 2.53 × ( 1 ÷ 3 × √ 240 × 486.947 × 105.000 )
= 667.999 tonf ≥ PNmax = 73.389 tonf ∴ O.K
13n ck pV f b dφ φ ⎛ ⎞= ⋅ ⋅⎜ ⎟
⎝ ⎠
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8) 가상 철근콘크리트 단면의 응력
① 콘크리트의 휨압축응력
fca : 상시, 콘크리트의 휨압축응력 (kgf/㎠) ,(해설표 참조)
fca' : 지진시, 콘크리트의 휨압축응력 (kgf/㎠) ,(해설표 참조)
M : 말뚝머리의 휨모멘트 (kgf.cm)
r : 가상콘크리트 단면의 반경 (cm)
C : 콘크리트의 휨압축응력 계수
fsa : 상시, 보강철근의 허용인장응력 (kgf/㎠) ,(해설표 참조)
fsa' : 지진시, 보강철근의 허용인장응력 (kgf/㎠) ,(해설표 참조)
S : 보강철근의 휨인장응력 계수
n : 탄성계수비 (n = 15 )
-해설 표. 확대기초의 허용수직압발전단응력, τa3(kgf/㎠)
- 해설 표. 보강철근의 허용응력, fsa (kgf/㎠)
③ 최대수직력과 최대모멘트의 검토
r = D/2 + 10 = ÷ 2 + 10 = cm
말뚝중심에서 보강철근 까지의 거리(rs) = cm
rs/r = ÷ =
철근비산정 (Use D22 * 8 ea, As = cm2)
p = ÷ =
fc =M
r3
콘크리트의 설계기준강도 fck
< fsar3
·C < fca
84.000
지진시 (fca')
SD30
127.680
철근의 종류
허용 휨인장응력
상시 (fsa)
지진시 (fsa')
허용 휨압축응력
210
1750
159.600
240 270 300
108.000 120.00096.000
SD35
143.640111.720
SD40
1995 2328 2394
1500
35.000
19.000
50
19.000 35.000 0.543
·n
30.968
30.968 1963 0.0158
fs =M
·S
상시 (fca)
1800
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
ⓐ 콘크리트 응력(상시)
수직력(Pmax) = kgf
모멘트(Mmax) = kgf.cm
e = Mmax / Pmin = ÷ = cm
e/r = ÷ =
M' = Mmax + Pmin × r = + × = kgf.cm
콘크리트의 휨압축응력 계수(C) =
fc = ÷ ×
= 59.730 kgf/㎠ ≤ fc = 96.000 kgf/㎠ ∴ O.K
ⓑ 보강철근의 응력(상시)
보강철근의 허용휨인장 계수(S) =
fs = ÷ × × 15
= kgf/㎠ ≤ fc = kgf/㎠ ∴ O.K
ⓒ 콘크리트 응력(지진시)
수직력(Pmax) = kgf
모멘트(Mmax) = kgf.cm
e = Mmax / Pmin = ÷ = cm
e/r = ÷ =
M' = Mmax + Pmin × r = + × = kgf.cm
콘크리트의 휨압축응력 계수(C) =
fc = ÷ ×
= 54.327 kgf/㎠ ≤ fc' = 127.680 kgf/㎠ ∴ O.K
ⓓ 보강철근의 응력(지진시)
보강철근의 허용휨인장 계수(S) =
fs = ÷ × × 15
= kgf/㎠ ≤ fc = kgf/㎠ ∴ O.K
② 최소수직력과 최대모멘트의 검토
ⓐ 콘크리트 응력(상시)
수직력(Pmin) = kgf
모멘트(Mmax) = kgf.cm
e = Mmax / Pmin = ÷ = cm
e/r = ÷ =
M' = Mmax + Pmin × r = + × = kgf.cm
콘크리트의 휨압축응력 계수(C) =
fc = ÷ ×
= 62.516 kgf/㎠ ≤ fc = 96.000 kgf/㎠ ∴ O.K
1218509
1787681
35.000 ³
1.499
1.499
16262 35.000
0.010
93657
74.9 35.000 2.141
1218509
13.03 35.000 0.372
3911363
1220356
1342749
1220356
1342749 73389
15.1
0.178
1787681
16262
1218509 16262 74.9
73389
1342749
1995
4498335 35.000 ³ 0.518
4498335
13.03
391136335.000
18.296
0.178
73389
35.000
93657
0.655
35.000 ³ 0.655
35.000 ³
0.518
1220356
0.010
4498335 35.000 ³
93657
3911363
35.000
18.296
0.523
243.1 1500
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
ⓑ 보강철근의 응력(상시)
보강철근의 허용휨인장 계수(S) =
fs = ÷ × × 15
= kgf/㎠ ≤ fc = kgf/㎠ ∴ O.K
ⓒ 콘크리트 응력(지진시)
수직력(Pmin) = kgf
모멘트(Mmax) = kgf.cm
e = Mmax / Pmin = ÷ = cm
e/r = ÷ =
M' = Mmax + Pmin × r = + × = kgf.cm
콘크리트의 휨압축응력 계수(C) =
fc = ÷ ×
= 66.761 kgf/㎠ ≤ fc' = 127.680 kgf/㎠ ∴ O.K
ⓓ 보강철근의 응력(지진시)
보강철근의 허용휨인장 계수(S) =
fs = ÷ × × 15
= kgf/㎠ ≤ fc = kgf/㎠ ∴ O.K
1500
1.573
4.393
1.573
35.000 ³
651581 35.000 ³
35.000 -2.146
1627.1
983.7
651581 35.000 ³
-75.1
6515811220356 -16251
-75.1
35.000
-16251
1220356
1220356 -16251
1787681
7.138
4.393
1995
7.138
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
6. 강재결합구 검토
ES = EC = 15000 √ fck =
AS = π ×( ²- ²) / 4 AC = π × ² / 4 =
= cm² = cm²
IS = π ×( ⁴- ⁴)/ 64 IC = π × ⁴ / 64 =
= cm⁴ = cm⁴
1) 최대압입력을 받는 경우
① 강재결합구 원형판 및 속채움 콘크리트에 작용하는 하중계산
ⓐ 상시
- 압축력에 의해 강재결합구 원형판에 작용하는 응력
× ×
+ × + ×
=
- 모멘트에 의해 강재결합구 원형판에 작용하는 응력
외측응력
내측응력
- 압축력에 의해 속채움 콘크리트에 작용하는 응력
× ×
+ × + ×
=
- 속채움 콘크리트에 작용하는 하중
= =
= × AC = × = kgf15570.835PC fC_AVE 8.75 1779.524
fC_AVE fC_P 8.75 kgf/cm²
232000 1779.524
8.75 kgf/cm²
ES×AS EC×AC 2000000 766.549
kgf/cm²IS 230581.654
fC_P =Pn,max EC
=73389 232000
25.0 = ± 145.583yS2 =1342749
×fS_M2 =Mmax
×
156.647 kgf/cm²IS 230581.654
× 26.9 = ±
1779.524
75.427 kgf/cm²
fS_M1 =Mmax
× yS1 =1342749
=73389 2000000
ES×AS EC×AC 2000000 766.549 232000fS_P =
Pn,max ES
단면 2차모멘트
53.80 43.80 47.60
230581.654 251998.357
kgf/cm²
단면적53.80 43.80 47.60
766.549 1779.524
탄성계수 2000000 kgf/cm² 232000
강재결합구 콘크리트
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
ⓑ 지진시
- 압축력에 의해 강재결합구 원형판에 작용하는 응력
× ×
+ × + ×
=
- 모멘트에 의해 강재결합구 원형판에 작용하는 응력
외측응력
내측응력
- 압축력에 의해 속채움 콘크리트에 작용하는 응력
× ×
+ × + ×
=
- 속채움 콘크리트에 작용하는 압축력
= =
= × AC = × = kgf
② 압축측 강재결합구 원형판 검토
1) 강재 결합구 원형판에 작용하는 단위cm당 하중 계산
ⓐ 상시
VS = { fS_P + ( + ) / 2 } × L
= { + ( + ) / 2 } ×
= kgf
MS = ( fS_P + ) × L²/ 2 + ( - ) × L²/ 3
= ( + ) × ² / 2 +
( - ) × ² / 3
= kgf.cm412.237
75.427 145.583 1.9
156.647 145.583 1.9
1.9
430.430
fS_M2 fS_M1 fS_M2
19870.165
fS_M1 fS_M2
75.427 156.647 145.583
PC' fC_AVE' 11.166 1779.524
fC_AVE' fC_P' 11.166 kgf/cm²
232000 1779.524
11.166 kgf/cm²
ES×AS EC×AC 2000000 766.549
kgf/cm²IS 230581.654
fC_P' =Pn,max' ES
=93657 232000
25.0 = ± 132.313yS2 =1220356
×fS_M2' =Mmax'
×
142.369 kgf/cm²IS 230581.654
× 26.9 = ±fS_M1' =Mmax'
× yS1 =1220356
1779.524
96.258 kgf/cm²
2000000
ES×AS EC×AC 2000000 766.549 232000fS_P
' =Pn,max' ES
=93657
STEEL PILE
강재결합구 원형판
Lt
단면검토 위치
fS_M2
ffS_P
fS_M1 fS_M2
STEEL PILE
강재결합구 원형판
L t
단면검토 위치
S_M1
fS_P
압축측 인장측
CL PILE
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
ⓑ 지진시
VS' = { + ( + ) / 2 } × L
= { + ( + ) / 2 } ×
= kgf
MS' = ( + ) × L²/ 2 + ( - ) × L²/ 3
= ( + ) × ² / 2 +
( - ) × ² / 3
= kgf.cm
2) 강재 결합구 원형판에 작용하는 응력 검토
ⓐ 상시
- 휨응력 검토
= < = ∴ O.K
- 전단응력 검토
= < = ∴ O.K
ⓑ 지진시
- 휨응력 검토
= < = ∴ O.K
- 전단응력 검토
= < = ∴ O.K
③ 인장측 강재결합구 원형판 검토
1) 강재 결합구 원형판에 작용하는 단위cm당 하중 계산
ⓐ 상시
VS = { fS_P + ( + ) / 2 } × L
= { + ( + ) / 2 } ×
= kgf
MS = ( fS_P + ) × L²/ 2 + ( - ) × L²/ 3
= ( + ) × ² / 2 +
( - ) × ² / 3
= kgf.cm-139.945
75.427 -145.583 1.9
-156.647 -145.583 1.9
-143.807
fS_M2 fS_M1 fS_M2
75.427 -156.647 -145.583 1.9
υa 1064 kgf/cm²
fS_M1 fS_M2
A 1.400
∴ υS' 317.027 kgf/cm²
1862 kgf/cm²
υS' =VS'
=443.838
= 317.027 kgf/cm²
I 0.229
∴ fbo_S' 1300.014 kgf/cm² fba
0.70 = 1300.014 kgf/cm²
υa 800 kgf/cm²
fbo_S' =MS'
y =424.671
×
A 1.400
∴ υS 307.450 kgf/cm²
1400 kgf/cm²
υS =VS
=430.430
= 307.450 kgf/cm²
∴ fbo_S 1261.949 kgf/cm² fba
= 1261.949 kgf/cm²I 0.229
=412.237
× 0.70fbo_S =MS
y
142.369 132.313 1.9
424.671
fS_M2'
96.258 132.313 1.9
443.838
fS_P' fS_M2' fS_M1'
96.258 142.369 132.313 1.9
fS_P' fS_M1' fS_M2'
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
ⓑ 지진시
VS' = { + ( + ) / 2 } × L
= { + ( + ) / 2 } ×
= kgf
MS' = ( + ) × L²/ 2 + ( - ) × L²/ 3
= ( + ) × ² / 2 +
( - ) × ² / 3
= kgf.cm
2) 강재 결합구 원형판에 작용하는 응력 검토
ⓐ 상시
- 휨응력 검토
= < = ∴ O.K
- 전단응력 검토
= < = ∴ O.K
ⓑ 지진시
- 휨응력 검토
= < = ∴ O.K
- 전단응력 검토
= < = ∴ O.K
④ 속채움 콘크리트부 연결 철근 검토
※ 속채움 콘크리트에 작용하는 압축력은 콘크리트의 부착응력은 무시하고
연결철근의 전단마찰만으로 검토한다.
ⓐ 상시 필요철근량 계산
= PC = kgf
= Vn / ( fa μ ) = / ( × ) = ㎠
ⓑ 지진시 필요철근량 계산
= PC' = kgf
= Vn / ( fa μ ) = / ( × ) = ㎠
ⓒ 사용 철근량 검토
As,use = D22 - = ㎠ > As,req = ㎠ ∴ O.K8 ea 30.968 18.924
14.829
Vn 19870.165
Avf 19870.165 1500 0.7 18.924
Avf 15570.835 1500 0.7
υa 1064 kgf/cm²
Vn 15570.835
A 1.400
∴ υS' 55.756 kgf/cm²
1862 kgf/cm²
υS' =VS'
=78.058
= 55.756 kgf/cm²
I 0.229
∴ fbo_S' 236.265 kgf/cm² fba
0.70 = 236.265 kgf/cm²
υa 800 kgf/cm²
fbo_S' =MS'
y =77.180
×
A 1.400
∴ υS 102.719 kgf/cm²
1400 kgf/cm²
υS =VS
=143.807
= 102.719 kgf/cm²
∴ fbo_S 428.404 kgf/cm² fba
= 428.404 kgf/cm²I 0.229
=139.945
× 0.70fbo_S =MS
y
-142.369 -132.313 1.9
-77.180
fS_M2'
96.258 -132.313 1.9
-78.058
fS_P' fS_M2' fS_M1'
96.258 -142.369 -132.313 1.9
fS_P' fS_M1' fS_M2'
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
2) 최소압입력 또는 인발력을 받는 경우
① 강재결합구 원형판 및 속채움 콘크리트에 작용하는 하중계산
ⓐ 상시
- 압축력에 의해 강재결합구 원형판에 작용하는 응력
× ×
+ × + ×
=
- 모멘트에 의해 강재결합구 원형판에 작용하는 응력
외측응력
내측응력
- 압축력에 의해 속채움 콘크리트에 작용하는 응력
× ×
+ × + ×
=
- 속채움 콘크리트에 작용하는 하중
= =
= × AC = × = kgf
ⓑ 지진시
- 압축력에 의해 강재결합구 원형판에 작용하는 응력
× ×
+ × + ×
=
- 모멘트에 의해 강재결합구 원형판에 작용하는 응력
외측응력
내측응력
- 압축력에 의해 속채움 콘크리트에 작용하는 응력
× ×
+ × + ×
=
1779.524
-1.937 kgf/cm²
=-16251 232000
232000fC_P' =
Pn,max' ES
ES×AS EC×AC 2000000 766.549
132.313 kgf/cm²IS 230581.654
× 25.0 = ±
IS 230581.654
fS_M2' =Mmax'
× yS2 =1220356
= ± 142.369 kgf/cm²fS_M1' =Mmax'
× yS1 =1220356
× 26.9
1779.524
-16.702 kgf/cm²
2000000
ES×AS EC×AC 2000000 766.549 232000
3450.497
fS_P' =
Pn,max' ES=
-16251
PC fC_AVE 1.939 1779.524
fC_AVE fC_P 1.939 kgf/cm²
232000 1779.524
1.939 kgf/cm²
ES×AS EC×AC 2000000 766.549
kgf/cm²IS 230581.654
fC_P =Pn,max EC
=16262 232000
25.0 = ± 132.113yS2 =1218509
×fS_M2 =Mmax
×
142.153 kgf/cm²IS 230581.654
× 26.9 = ±
1779.524
16.714 kgf/cm²
fS_M1 =Mmax
× yS1 =1218509
2000000
ES×AS EC×AC 2000000 766.549 232000fS_P =
Pn,max ES=
16262
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
- 속채움 콘크리트에 작용하는 압축력
= =
= × AC = × = kgf
② 압축측 강재결합구 원형판 검토
1) 강재 결합구 원형판에 작용하는 단위cm당 하중 계산
ⓐ 상시
VS = { fS_P + ( + ) / 2 } × L
= { + ( + ) / 2 } ×
= kgf
MS = ( fS_P + ) × L²/ 2 + ( - ) × L²/ 3
= ( + ) × ² / 2 +
( - ) × ² / 3
= kgf.cm
ⓑ 지진시
VS' = { + ( + ) / 2 } × L
= { + ( + ) / 2 } ×
= kgf
MS' = ( + ) × L²/ 2 + ( - ) × L²/ 3
= ( + ) × ² / 2 +
( - ) × ² / 3
= kgf.cm
2) 강재 결합구 원형판에 작용하는 응력 검토
ⓐ 상시
- 휨응력 검토
= < = ∴ O.K1400 kgf/cm²∴ fbo_S 859.329 kgf/cm² fba
= 859.329 kgf/cm²I 0.229
=280.714
× 0.70fbo_S =MS
y
142.369 132.313 1.9
220.779
fS_M2'
-16.702 132.313 1.9
229.214
fS_P' fS_M2' fS_M1'
-16.702 142.369 132.313 1.9
280.714
fS_P' fS_M1' fS_M2'
16.714 132.113 1.9
142.153 132.113 1.9
1.9
292.309
fS_M2 fS_M1 fS_M2
-3446.938
fS_M1 fS_M2
16.714 142.153 132.113
PC' fC_AVE' -1.937 1779.524
fC_AVE' fC_P' -1.937 kgf/cm²
STEEL PILE
강재결합구 원형판
Lt
단면검토 위치
fS_M2
ffS_P
fS_M1 fS_M2
STEEL PILE
강재결합구 원형판
L t
단면검토 위치
S_M1
fS_P
압축측 인장측
CL PILE
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
- 전단응력 검토
= < = ∴ O.K
ⓑ 지진시
- 휨응력 검토
= < = ∴ O.K
- 전단응력 검토
= < = ∴ O.K
③ 인장측 강재결합구 원형판 검토
1) 강재 결합구 원형판에 작용하는 단위cm당 하중 계산
ⓐ 상시
VS = { fS_P + ( + ) / 2 } × L
= { + ( + ) / 2 } ×
= kgf
MS = ( fS_P + ) × L²/ 2 + ( - ) × L²/ 3
= ( + ) × ² / 2 +
( - ) × ² / 3
= kgf.cm
ⓑ 지진시
VS' = { + ( + ) / 2 } × L
= { + ( + ) / 2 } ×
= kgf
MS' = ( + ) × L²/ 2 + ( - ) × L²/ 3
= ( + ) × ² / 2 +
( - ) × ² / 3
= kgf.cm
2) 강재 결합구 원형판에 작용하는 응력 검토
ⓐ 상시
- 휨응력 검토
= < = ∴ O.K1400 kgf/cm²∴ fbo_S 674.622 kgf/cm² fba
= 674.622 kgf/cm²I 0.229
=220.377
× 0.70fbo_S =MS
y
-142.369 -132.313 1.9
-281.073
fS_M2'
-16.702 -132.313 1.9
-292.682
fS_P' fS_M2' fS_M1'
-16.702 -142.369 -132.313 1.9
-220.377
fS_P' fS_M1' fS_M2'
16.714 -132.113 1.9
-142.153 -132.113 1.9
-228.796
fS_M2 fS_M1 fS_M2
16.714 -142.153 -132.113 1.9
υa 1064 kgf/cm²
fS_M1 fS_M2
A 1.400
∴ υS' 163.724 kgf/cm²
1862 kgf/cm²
υS' =VS'
=229.214
= 163.724 kgf/cm²
I 0.229
∴ fbo_S' 675.853 kgf/cm² fba
0.70 = 675.853 kgf/cm²
υa 800 kgf/cm²
fbo_S' =MS'
y =220.779
×
A 1.400
∴ υS 208.792 kgf/cm²
υS =VS
=292.309
= 208.792 kgf/cm²
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
- 전단응력 검토
= < = ∴ O.K
ⓑ 지진시
- 휨응력 검토
= < = ∴ O.K
- 전단응력 검토
= < = ∴ O.K
④ 속채움 콘크리트부 연결 철근 검토
※ 속채움 콘크리트에 작용하는 압축력은 콘크리트의 부착응력은 무시하고
연결철근의 전단마찰만으로 검토한다.
ⓐ 상시 필요철근량 계산
= PC = kgf
= Vn / ( fa μ ) = / ( × ) = ㎠
ⓑ 지진시 필요철근량 계산
= PC' = kgf
= Vn / ( fa μ ) = / ( × ) = ㎠
ⓒ 사용 철근량 검토
As,use = D22 - = ㎠ > As,req = ㎠ ∴ O.K8 ea 30.968
υa
Vn -3446.938
Avf -3446.938
Avf 3450.497
3.286
3.286
1500 0.7 -3.283
1064
1862 kgf/cm²
kgf/cm²
1500 0.7
kgf/cm²
Vn 3450.497
∴ υS' 209.058 kgf/cm²
υS' =VS'
=292.682
= 209.058
I 0.2290.70=
A 1.400
∴ fbo_S' 860.427 kgf/cm² fba
= 860.427 kgf/cm²
υa 800 kgf/cm²
281.073×fbo_S' =
MS'y
A 1.400
∴ υS 163.426 kgf/cm²
υS =VS
=228.796
= 163.426 kgf/cm²
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
8. 기초의 설계
1) Pile 반력집계 (m당)
註) 사용성 검토에서 지진시 조합(COMBO 4)은 고려하지 않는다.
2) 기초단면에 작용하는 단면력 산정
① 전면저판(앞굽)의 단면력 계산
R1 = Ru1 × 12본 ÷ 20.916 (tonf/m)
R2 = Ru2 × 12본 ÷ 20.916 (tonf/m)
R3 = Ru3 × 12본 ÷ 20.916 (tonf/m)
R4 = Ru4 × 12본 ÷ 20.916 (tonf/m)
註) 설계전단력은 위험단면 A'-A'단면에서 검토한다.
ⓐ 기초자중에 의한 단면력
Vf = 1.200 × 0.350 × 2.500 = 1.050 tonf
Mf = 1.200 × 1.400 × 2.500 × 1.400 ÷ 2 = 2.940 tonf.m
ⓑ 말뚝반력에 의한 단면력
<평상시>
Vp1 = R1 = 66.746 tonf
Mp1 = R1 × 0.750 = 50.060 tonf.m
<지진시>
Vp2 = R1 = 53.733 tonf
Mp2 = R1 × 0.750 = 40.300 tonf.m
<사용모멘트계산시>
Mp3 = R1 × 0.750 = 31.579 tonf.m
1.200
0.65
1.050
31.784
35.636 27.406 19.175
9.55442.105
9.679
21.463
29.280 16.62922.954
33.739
구 분
2.800 1.200 1.400
COMBO 2
COMBO 4
COMBO 1
COMBO 3
COMBO 3
-9.323
5.478
19.264
66.746 47.320
45.908
53.733
38.373
32.586
54.173
9.330
R1 R2 R3 R4
3.893
27.893
13.746
22.574 4.344계수하중
사용하중
0.750
COMBO 1
COMBO 2
R4R3
R2R1
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
ⓒ 단면력 산정
<평상시>
Vu = Vp1 - 1.30 × Vf = 1.365 tonf
Mu = Mp1 - 1.30 × Mf = 46.238 tonf.m
<지진시>
Vu = Vp2 - 1.00 × Vf = 1.050 tonf
Mu = Mp2 - 1.00 × Mf = 37.360 tonf.m
<사용모멘트계산시>
Mu = Mp3 - 1.00 × Mf = 28.639 tonf.m
ⓓ 적용단면력
Vu(max) = 1.365 tonf : 계수전단력
Mu(max) = 46.238 tonf.m : 계수모멘트
Ma(max) = 28.639 tonf.m : 사용모멘트
② 후면저판(뒷굽)의 단면력 계산
R1 = Ru1 × 12본 ÷ 20.916 (tonf/m)
R2 = Ru2 × 12본 ÷ 20.916 (tonf/m)
R3 = Ru3 × 12본 ÷ 20.916 (tonf/m)
R4 = Ru4 × 12본 ÷ 20.916 (tonf/m)
ⓐ 기초자중에 의한 단면력
Vf = 1.200 × 2.800 × 2.500 = 8.400 tonf
Mf = 1.200 × 2.800 × 2.500 × 2.800 ÷ 2 = 11.760 tonf.m
ⓑ 뒷채움 토사에 의한 단면력
Vs = 『작용하중 집계표』 참조 = 45.200 tonf
Ms = 45.200 × 1.278 = 57.766 tonf.m
ⓒ 상재하중에 의한 단면력
Vq = 1.000 × 2.000 = 2.000 tonf
Mq = 2.000 × 1.800 = 3.600 tonf.m
1.200
1.400
0.65 1.5
2.800 1.200
R2R1
B
B
Qv
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
ⓔ 말뚝반력에 의한 단면력
<평상시>
Vp1 = R3 + R4 = 23.158 tonf
Mp1 = R3 × 0.650 + R4 × 2.150 = 20.892 tonf.m
<지진시>
Vp2 = R3 + R4 = 4.423 tonf
Mp2 = R3 × 0.650 + R4 × 2.150 = -11.110 tonf.m
<사용모멘트계산시>
Mp3 = R3 × 0.650 + R4 × 2.150 = 30.868 tonf.m
ⓕ 단면력 산정
<평상시>
Vu = Vp1 - 1.30 × (Vf + Vs) - 0.00 × Vq = -46.522 tonf
Mu = Mp1 - 1.30 × (Mf + Ms) - 0.00 × Mq = -69.49 tonf.m
<지진시>
Vu = Vp2 - 1.00 × (Vf + Vs) - 0.00 × Vq = -49.177 tonf
Mu = Mp2 - 1.00 × (Mf + Ms) - 0.00 × Mq = -80.64 tonf.m
<사용모멘트계산시>
Mu = Mp3 - 1.00 × (Mf + Ms) - 0.00 × Mq = -38.658 tonf.m
ⓖ 적용단면력
Vu(max) = 49.177 tonf : 계수전단력
Mu(max) = 80.636 tonf.m : 계수모멘트
Ma(max) = 38.658 tonf.m : 사용모멘트
註) U = 1.30D + 2.15L + 1.70H - 말뚝반력에 의한 단면력
U = 1.00D + 1.00H + 1.00E - 말뚝반력에 의한 단면력
D-고정하중, L-활하중, H-토압, E-지진하중
말뚝반력산정시 하중계수가 적용되었으므로, 하중계수를 적용하지 않는다.
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
3) 철근량 계산
① 전면저판(앞굽) 단면 검토
* 단면제원 및 설계가정
fck=240kg/㎠, fy=3000kg/㎠, k1=0.85, Φf=0.85, Φv=0.80
Mu / Φ = As x fy x (d - a/2) ---------------- (1)
a = As x fy / (0.85 x fck x b) ---------------- (2)
式(2)를 式(1)에 대입하여 이차방정식으로 As를 구한다
→ Req As = cm²
Use As = cm² (철근도심 : cm)
1단 : D22 - ( = cm²), cm
* 철근비 검토
ρmin : 14 / fy =
0.80 √fck / fy = , ρmin = 적용
ρmax = 0.75 x ρb = 0.75 x k1 x Φx (fck / fy) x {6000 / (6000 + fy)}
ρuse = As / bd =
ρmax ≥ ρuse, As ≥ As(req) x 4/3 → 철근비 만족, ∴ O.K (콘.설 6.3.2)
* 휨에 대한 검토
ΦMn = × × × - a ÷ 2 ) = tonf.m
; a = As x fy / (0.85 x fck x b) = cm
≥ Mu ( = tonf.m ) ∴ O.K
* 전단에 대한 검토 (d = cm)
ΦVc = × × × b × d
= × × × × = tonf
≥ Vu ( = tonf ), 전단보강 불필요.
* 0.0015hb 『도로교설계기준 P.252』
h : 부재두께 ( 최대 ) b : 부재 폭
사용철근량 : D16 -
D16 - = cm²
필요철근량 : × < ∴ O.K
* 단면적비(온도 및 건조수축 철근)『콘크리트구조설계기준 해설 P.111』
단면적대비 0.0020 이상
사용철근량 : D16 -
D16 - = cm²
필요철근량 : × < ∴ O.K
* 노출면 3㎠ 이상 『도로교설계기준 P.252, 철도설계기준 P.254』
사용철근량 : D16 - = cm²
필요철근량 : mm² < ∴ O.K
CTC 150 13.240
3.00 13.24 ㎠
26.480
0.0020 120 × 100 = 24.00 ㎠ 26.48 ㎠
[안전율 1.754]
100.0 105.00.53
√fck
√240 68.970
0.0015 120 × 100 =
26.480
18.00 ㎠ 26.48 ㎠
CTC 150
0.02890
0.00295
0.85 ( 105.000 81.119
0.00467
0.00413 0.00467
15.000
d1 = 15.000
17.483
4.554
46.238
105.0
0.53
8.0 EA
CTC 150
CTC 150
0.80
0.80
CTC 150
120 cm
1.365
B (cm) H (cm) d (cm) 피복 (cm)
100.0 120.0 105.0 15.0
30.968
30.968
30.968
3000
Mu (tonf.m) Vu (tonf)
46.238 1.365
085.02
22
=+××−××× φ
MuAsdfAsbf
fy
ck
y
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
② 후면저판(뒷굽) 단면 검토
* 단면제원 및 설계가정
fck=240kg/㎠, fy=3000kg/㎠, k1=0.85, Φf=0.85, Φv=0.80
Mu / Φ = As x fy x (d - a/2) ---------------- (1)
a = As x fy / (0.85 x fck x b) ---------------- (2)
式(2)를 式(1)에 대입하여 이차방정식으로 As를 구한다
→ Req As = cm²
Use As = cm² (철근도심 : cm)
1단 : D29 - ( = cm²), cm
* 철근비 검토
ρmin : 14 / fy =
0.80 √fck / fy = , ρmin = 적용
ρmax = 0.75 x ρb = 0.75 x k1 x Φx (fck / fy) x {6000 / (6000 + fy)}
ρuse = As / bd =
ρmax ≥ ρuse, As ≥ As(req) x 4/3 → 철근비 만족, ∴ O.K (콘.설 6.3.2)
* 휨에 대한 검토
ΦMn = × × × - a ÷ 2 ) = tonf.m
; a = As x fy / (0.85 x fck x b) = cm
≥ Mu ( = tonf.m ) ∴ O.K
* 전단에 대한 검토 (d = cm)
ΦVc = × × × b × d
= × × × × = tonf
≥ Vu ( = tonf ), 전단보강 불필요.
* 0.0015hb 『도로교설계기준 P.252』
h : 부재두께 ( 최대 ) b : 부재 폭
사용철근량 : D16 -
D16 - = cm²
필요철근량 : × < ∴ O.K
* 단면적비(온도 및 건조수축 철근)『콘크리트구조설계기준 해설 P.111』
단면적대비 0.0020 이상
사용철근량 : D16 -
D16 - = cm²
필요철근량 : × < ∴ O.K
* 노출면 3㎠ 이상 『도로교설계기준 P.252, 철도설계기준 P.254』
사용철근량 : D16 - = cm²
필요철근량 : mm² < ∴ O.K
26.48 ㎠
CTC 150 13.240
3.00 13.24 ㎠
0.0020 120 × 100 = 24.00 ㎠
26.48 ㎠
CTC 150
CTC 150 26.480
0.0015 120 × 100 = 18.00 ㎠
120 cm
CTC 150
CTC 150 26.480
49.177
100.0 110.0 72.254
0.80
0.80
0.53 √fck
0.53 √240
7.558
80.636 [안전율 1.726]
110.0
0.00467
0.02890
0.00467
0.85 ( 110.000 139.2051.392 3000
10.0
8.0 EA
0.00467
0.00413
100.0 120.0 110.0 10.0 80.636 49.177
B (cm) H (cm) d (cm) 피복 (cm) Mu (tonf.m) Vu (tonf)
29.322
51.392
51.392 d1 = 10.000
085.02
22
=+××−××× φ
MuAsdfAsbf
fy
ck
y
귀래교 [시점부-수원방향] 말뚝구조계산서
4) 사용성 검토
① 전면저판(앞굽)
* 응력 산정
fs = M / [As × (d - χ/3)] = × ÷ ×
- ÷ 3 )] = kg/㎠
χ = -nAs/b + nAs/b√[1 + 2bd/(nAs)]
= -8 × ÷ + 8 × ÷ ×
+ 2 × × ÷ ( 8 × )] = cm
Use As = cm² (철근도심 : cm)
1단 : D22 - ( = cm²), cm
* 허용 균열폭
Wa = 0.005tc (습윤 환경) = × - ÷ 2 ) = mm
여기서 tc ; 최외단 철근의 표면과 콘크리트 표면사이의 콘크리트 최소 피복두께(mm)
* 균열폭 산정
R = (H - χ) / (H - χ - d') =
A = 2 × × ÷ 8.0 = cm²
W = 1.08 x R x fs³√(dc x A) x 0.00001
= × × × ³√( × ×
= mm ≤ Wa ( = mm ) ∴ O.K
② 후면저판(뒷굽)
* 응력 산정
fs = M / [As × (d - χ/3)] = × ÷ ×
- ÷ 3 )] = kg/㎠
χ = -nAs/b + nAs/b√[1 + 2bd/(nAs)]
= -8 × ÷ + 8 × ÷ ×
+ 2 × × ÷ ( 8 × )] = cm
Use As = cm² (철근도심 : cm)
1단 : D29 - ( = cm²), cm
* 허용 균열폭
Wa = 0.005tc (습윤 환경) = × - ÷ 2 ) = mm
여기서 tc ; 최외단 철근의 표면과 콘크리트 표면사이의 콘크리트 최소 피복두께(mm)
* 균열폭 산정
R = (H - χ) / (H - χ - d') =
A = 2 × × ÷ 8.0 = cm²
W = 1.08 x R x fs³√(dc x A) x 0.00001
= × × × ³√( × ×
= mm ≤ Wa ( = mm ) ∴ O.K
30.968 20.466
941.9520.466
28.639 100000 [ 30.968
30.968 100.0
0.213 0.695
( 105.000
30.968 100.0
√[( 1 100.0 105.0
30.968 15.0
8.0 EA d1 = 15.030.968
0.005 0.695
1.177
( 15.0 2.2
15.0 100.0 375.000
1.08 1.177 941.95 15.000 375.000 ) 0.00001
38.658 100000 [ 51.392
742.91
26.243
51.392 100.0 51.392 100.0
8.0 EA
51.392
( 110.000 26.243
√[( 1 100.0 110.0
51.392 10.0
0.0050 0.428
1.119
d1 = 10.051.392
( 10.0 2.9
10.0 100.0 250.000
1.08 1.119 742.91 10.000 250.000 ) 0.00001
0.122 0.428
▣ 말뚝 기초의 지지력 검토 (귀래교, A1) : L = M
가) 말뚝의 선단지지력 검토
타입말뚝 선단부의 극한지지력(qu) 은 도로교표준시방서에서 제시된 표준관입시험치를 이용한 방법을
사용하여 산정한다. (일본 건설성 기준, 선굴착 최종경타공법)
qup= 25 X N X Ap ( ≤ 1000) (매입공법)
여기에서 Ap : 말뚝의 선단면적 (m2)
N : 선단부 지층의 설계 표준관입시험치
(말뚝 선단지반의 설계 N 값은 지지력 산정상 40 을 상한으로 한다.)
풍화암에 지지된 말뚝의 극한 선단지지력은 도로교 표준시방서에서 제시된 방법에 따라 다음과 같이 산정한다.
1) 설계 N 값
설계 N 값은 말뚝선단위치의 N 값과 말뚝선단에서 위방향으로 4D 범위에 있어서의 평균 N 값을 이용하여
다음과 같이 적용한다. (단 설계 N값은40 이하를 적용한다.)
N' = (N1 + N2 )/2 = 50 ≥ 40 설계 N 값은 40 을 적용한다.
여기에서, N1 : 말뚝선단위치의 N 값 N1 = 50
N2 : 말뚝선단 위의 4D의 평균 N 값 N2 = 50
2) 말뚝의 선단면적 산정
본 현장에 적용된 말뚝의 선단면적은 다음과 같다.
Ap = (π * D2) / 4 = m2
말뚝의 직경 = m,
말뚝의 두께 = mm
3) 말뚝의 선단 지지력 산정 결과
위에서 제시된 방법에 따라 말뚝의 선단지지력을 산정한 결과는 다음과 같다.
qup = 25 X N X Ap= 25 X 40 X 0.196 = ton
나) 말뚝의 주면 마찰력 검토
말뚝 주변에 작용하는 최대주면마찰력(qsa)은 말뚝의 시공방법과 지반 종류에 따라 다음 표 1. 로 부터 산정한다.
(도로교 표준시방서, 1996, P688)
qsa = ∑(fs X L X As)
여기에서 As : 말뚝의 주변장 (m2) = (π X D) =
fs : 단위 주면 마찰력 (표 1. 참조)
L : 층의 길이 (m)
18.7
0.1964
196.4
1.57
0.500
80.0
표 1. 말뚝의 최대주면마찰력(t/m2)
주) N ≤ 2 의 연약층에서는 신뢰성이 부족하기 때문에 주면마찰저항을 고려할 수 없다.
C* : 점성토의 전단강도
1) fs * L 계산
0.1 N
0.1 N
0.1 N
* 부주면마찰력을 고려하여 점성토층과 상부토층의 주면마찰력은 계산에서 제외
2) 주면 마찰력 계산
qus = ∑(fs * L )* As = 98.6 ton
다). 말뚝의 허용 지지력 산정
1) 지반에 말뚝의 허용지지력
말뚝의 극한지지력은 위에서 산정된 말뚝의 선단지지력과 주면마찰력을 합으로 계산되며, 허용지지력은 극한지지력에 안전율(F.S = 3) 을 적용하여 산정한다. 산정된 결과는 다음과 같다.
qa = (qup + qus) / 3 = (196.4 + 98.63) / 3 = ton
2) 말뚝재료에 의한 허용 지지력 산정:(구조물 기초설계기준, 2003.2 P281 [표 3.6])
표2. 장경비에 따른 감소의 한계치
n
여기서 , Qas : 말뚝본체의 허용지지력(ton/본) 70
μ1 : 세장비의 저감율 ⇒ (L/D - n)×100(%) 80
μ2 : 이음에 대한 저감율 5 % 감소 85
100
Qas = X = 156.8 ton 60
n: 저감율을 고려하지 않아도 되는 L/D의 상한값
적용(tonf/본)
98.3
0.95
지반에 말뚝의 허용지지력
98.3
말뚝재료에 의한 허용지지력(구조물 기초설계기준, 2003.2)
156.8
현장타설
0.5N (≤ 20)
C* 또는 N
타입공법
fs * L
내부굴착말뚝공법
90
105
110
130
80
PHC
5.90퇴적사질층 5.9
장경비의 상한계
50
비 고
5.00
51.92
풍화암층
풍화토 11.8 0.1 X 11.8 X 44
0.1 X 1.0 X 50
1.57 X 62.82 =
: 저감없음
PHC 말뚝의 장기 허용압축하중 =
165.0
98.3
ton/본165.0
RC
PC
말뚝 종류
강관
C*
지반의 종류
시공법
지층명
1.0
0.2N (≤10)
C* 또는 N
사 질 토
점 성 토
적용식 길이
62.8218.7합 계
0.1 X 5.9 X 1010
현장치기 말뚝공법
44
평균 N 치 산출식
0.1N (≤5)
0.5C* 또는 0.5N