귀 래 교

(1)

귀 래 교

수원방향 시점부

말뚝 계산서

(2)

■ 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

-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)

½Mmax ½Mmax

이음위치

-

①강관 말뚝②PHC 말뚝 depth(m)

<말뚝의 제원>

① 강관말뚝 : Φ500-12 t ② PHC말뚝 : Φ500, A-type

(3)

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 D_ep 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 D_es 구 분

구 분 말뚝의 시공방법 말뚝 머리의 평균 N치 말뚝 선단의 평균 N치

변 형 계 수

N_H N_e E₀

cm

kgf/㎠

cm 말 뚝 지 름

8.0 -

cm

50.0 강재의 종류

Dp

(4)

2) 기초도심에서의 작용하중

3) 말뚝의 배치

※ 말뚝의 간격 검토

m 2.5ㆍD = m

m 1.25ㆍD = m

Vo(tonf)

사용하중 COMBO 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 비재하시 728.827

458.918

Mo(tonf.m) 비 고

439.322 529.587

478.579

활하중 재하시 3083.792 892.423

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

＞

1006502@1,300=2,6001,500650100

5,400

143 931 11@1,775=19,528

421 36 20,916

70 458

11@1,775=19,528 931

20,916

(5)

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) 2550.061 1186.805

tonf/m² 1000

1 2

tonf.m/rad 1677.336 2976.791 tonf/m

8.010 (반무한장 말뚝)

tonf/rad

2370.613 3474.931

B_H 1.189 1.080

βL 1<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

K_H0

βL≥3 (반무한장 말뚝) K_H

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

β D

EO

30α

= 1

4 3

30) ( ⁻

= _HO B^H k

4

4 EI D k_H

(6)

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 변위 계산값

평상시 지진시

( )

∑

^K¹ ^cos ²^θⁱ ⁺ ^K^v ^sin ² ^θⁱ

( )

∑ ^K

^v

⁻ ^K

¹

^sin ^θ

ⁱ

^cos ^θ

ⁱ

( )

{ }

∑

^K^v ⁻ ^K¹ ^xⁱ ^sin ^θⁱ ^cos^θⁱ ⁻ ^K²^cos ^θⁱ

( )

⎦

⎤

⎢ ⎢

⎢

⎣

⎡

×

⎥ ⎥

⎥

⎦

⎤

⎢ ⎢

⎢

⎣

⎡

=

⎥ ⎥

⎥

⎦

⎤

⎢ ⎢

⎢

⎣

⎡

⁻

o o

o

aa ay

ax

ya yy

yx

xa xy

xx y

x

M V H

A A

A

A A

A

A A

A

¹

α

δ

(7)

ⓑ 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) α

δx(i) δy(i) 구 분

1

COMBO 1

0.0062599 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 -13.427 COMBO 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 47.768 COMBO 3

3 0.0015612

2 0.0022314

1 0.0029015

0.0066727 0.0066727 0.0066727

9.970

4 0.0066727 0.0007880 0.0005155 16.870

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 4

3 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

α 구 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 1

3 0.0108692 0.0015685 2 0.0108692 0.0026531

0.0008343 6.786 16.253 -20.176 -22.200 1 0.0128039 0.0054345

-22.200 2 0.0128039 0.0038528

-22.200 3 0.0128039 0.0022711

COMBO 2

0.0012167 48.618 18.592 0.0012167 82.478 18.592 0.0012167 116.339 18.592

9.548 18.592 -22.200 4 0.0128039 0.0004460 0.0012167

-20.409 1 0.0114060 0.0044108

-20.409 2 0.0114060 0.0031244

-20.409 3 0.0114060 0.0018380

COMBO 3

0.0009895 39.346 16.786 0.0009895 66.885 16.786 0.0009895 94.423 16.786

7.571 16.786 -20.409 4 0.0114060 0.0003537 0.0009895

93.657 14.805 -12.204 1 0.0064354 0.0043749

58.808 14.805 -12.204 2 0.0064354 0.0027471

23.959 14.805 -12.204 3 0.0064354 0.0011192

-16.251 14.805 -12.204 4 0.0064354 -0.0007591 0.0012522

COMBO 4

0.0012522 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

(8)

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

수평거리 각도

구 분 축력 수평력 모멘트 본수

9.561 -12.185 12

1 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 12

1 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 12

1 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 12

1 2.050 0

14.805 -12.204 12

2 0.750 0

14.805 -12.204 12

3 -0.550 0

14.805 -12.204 12

4 -2.050 0

710.663 2489.088 48

계 1922.076

COMBO 4

-16.251 23.959 58.808 93.657

(9)

수평거리 각도

16.253 -20.176 12

1 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 12

1 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 12

1 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 12

1 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 48

계 1922.076

COMBO 4

4 -2.050 0

3 -0.550 0

2 0.750 0

(10)

② 말뚝머리 힌지일 경우

ⓐ 기초의 변위

말뚝원점에서의 변위 계산값

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 0.0007687 0.0221687

0.0131555 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

( )

∑

^K¹ ^cos ²^θⁱ ⁺ ^K^v ^sin ² ^θⁱ

( )

∑ ^K

^v

⁻ ^K

¹

^sin ^θ

ⁱ

^cos ^θ

ⁱ

( )

{ }

∑

^K^v ⁻ ^K¹ ^xⁱ ^sin ^θⁱ ^cos^θⁱ ⁻ ^K²^cos ^θⁱ

( )

⎦

⎤

⎢ ⎢

⎢

⎣

⎡

×

⎥ ⎥

⎥

⎦

⎤

⎢ ⎢

⎢

⎣

⎡

=

⎥ ⎥

⎥

⎦

⎤

⎢ ⎢

⎢

⎣

⎡

⁻

o o

o

aa ay

ax

ya yy

yx

xa xy

xx y

x

M V H

A A

A

A A

A

A A

A

¹

α

δ

(11)

ⓑ 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

α Pn(i) Ph(i) Mt(i)

δx(i) δy(i) 구 분

3

0.000 1 0.0114000 0.0018922 0.0001503 40.508 9.561

0.0001503 0.0114000

COMBO 1 2 0.0114000 0.0016968 0.0001503 36.325 9.561 0.000 9.561 0.000 0.000 4 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 0.000 COMBO 2

3 0.0131555 0.0019101 2 0.0131555 0.0023982 1 0.0131555 0.0028863

28.833 11.033 0.000 4 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 0.0002660

COMBO 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 4

3 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

α 구 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 1

3 0.0193801 0.0018128 2 0.0193801 0.0023682

0.0004272 25.088 16.253 0.000 0.000 1 0.0221687 0.0045386

0.000 2 0.0221687 0.0035392

0.000 3 0.0221687 0.0025398

COMBO 2

0.0007687 54.372 18.592 0.0007687 75.765 18.592 0.0007687 97.159 18.592

29.686 18.592 0.000 4 0.0221687 0.0013867 0.0007687

0.000 1 0.0200150 0.0035871

0.000 2 0.0200150 0.0028361

0.000 3 0.0200150 0.0020851

COMBO 3

0.0005777 44.636 16.786 0.0005777 60.714 16.786 0.0005777 76.792 16.786

26.084 16.786 0.000 4 0.0200150 0.0012185 0.0005777

83.114 14.805 0.000 1 0.0099473 0.0038824

55.118 14.805 0.000 2 0.0099473 0.0025747

27.122 14.805 0.000 3 0.0099473 0.0012669

-5.181 14.805 0.000 4 0.0099473 -0.0002420 0.0010060

COMBO 4

0.0010060 0.0010060 0.0010060

(12)

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

수평거리 각도

9.561 0.000 12

1 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 12

1 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 12

1 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 12

1 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

(13)

수평력 모멘트 본수

수평거리 각도

1 2.050 0

축력 구 분

62.586

COMBO 1

50.697

2 0.750

16.253 0.000 12

12 16.253 0.000

0

12

3 -0.550 0 38.807 16.253 0.000

12

4 -2.050 0 25.088 16.253 0.000

780.167 1122.598 48 계

1 2.050 0

2126.132

97.159 18.592 0.000 12

12

2 0.750 0

12

3 -0.550 0

12

4 -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 48

계 3083.792

2 0.750 0

16.786

1 2.050 0 76.792 0.000 12

12 12

3 -0.550 0

12

4 -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 48

계 2498.709

12 0.000

1 2.050 0 83.114

2 0.750 0 55.118

3 -0.550 0

COMBO 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

48 710.663 2489.088

(14)

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 61.789

COMBO 4

9.561 3

2

9.561

28.833 11.033 11.033 COMBO 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 28.984 3

COMBO 1 2

16.262 4

1 9.561 -12.185

-12.185

-12.185 9.561

9.561 9.561

-12.185

수평력 모멘트

사 용 하 중 축력

구 분 사 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

0.000 1 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

-20.176 80.017

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

38.807 16.253

0.000 62.586 16.253

0.000 50.697 16.253 0.000

54.372 18.592 75.765 18.592

60.714 16.786

0.000 25.088 16.253

0.000 0.000 0.000 97.159 18.592

29.686 18.592 0.000

0.000 0.000 0.000

16.786 44.636

76.792 16.786

16.786

55.118 14.805

0.000 83.114 14.805

0.000 -5.181 14.805 0.000 27.122 14.805

0.000 0.000 26.084

(15)

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 93.657

COMBO 4

HINGE COMBO 1

COMBO 2

FIX

28.086

147.450 32.880 -5.181

98.300 0.000

O.K HINGE

62.113 16.870 O.K

98.300 0.000 51.432

HINGE 61.789 28.833 98.300 40.508 27.315 98.300

O.K 0.000

FIX 73.389 16.653 98.300 0.000 O.K

0.000 O.K

V(max)

O.K 0.000

51.035 16.262 98.300

V(min) Ra(tonf) Pa(tonf) 비 고 구 분

1400

O.K M(tonf.m)

FIX 51.035 12.185 1010

fmax fsa 비 고

40.508 8.713

FIX 1225 O.K

748 1400

HINGE

73.389 13.427

962

1400

1400 O.K

O.K 1400

1092 10.055

HINGE

FIX 62.113 12.364

841 1400 O.K

51.432 9.086

2100 O.K

O.K FIX 93.657 12.204 1290

COMBO 4

HINGE

V(tonf)

83.114 구 분

COMBO 1

COMBO 2

COMBO 3

HINGE 61.789

11.144 1162 2100

O.K

(16)

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

HINGE 83.114 3.802 158 79 266 -13 O.K

266 -13 O.K

지진시 최대

FIX 93.657 2.625

fmin 84

4.086 O.K

1.529 O.K

156 102

구 분 상시 최대

fca V(tonf) M(tonf.m) fmax

73.389 2.481 3.051 HINGE

비 고 fsa

-10

130 67 200 O.K

O.K

135 200

FIX

비 고 1.953

61.789 -10

HINGE

구 분 τsa

8 12

H(tonf) τp

3 12

상시 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.K

HINGE 11.033 144

FIX 9.970 131 O.K

O.K

O.K 구 분

COMBO 1

COMBO 2

COMBO 3

COMBO 4

HINGE 14.805

O.K FIX

1200 194

14.805

800 800 800

800

-4 266

194 1200

40.00

지진시 최소

FIX -16.251 2.625

HINGE -5.181 3.802 -13

52 -3 266 -13

75 O.K

O.K

(17)

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

ca N

cv

f

D f = P ≤

2 max

4 π

(18)

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

허용압발 전단응력

콘크리트의 설계기준강도 fck 210 240

지진시 (τa3'') 11.31 11.97

상시 (τa3) 8.50 9.00

0.000 1000

kg/㎠

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 3

max

)

(

^a

N

v

D h h

P τ

τ π ≤

= +

(19)

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

ca H

ch

f

l D

f P ≤

=

^max

⋅

' 3 '

max

) 2 2

(

^a

H

h

h l D h

P τ

τ ≤

+

= +

(20)

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

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

U A L f

oa st sa

o

⁼ τ

¹

( 0 . 85 f A

₁

)

V

_n

φ

_ck

φ =

(21)

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

1

n

3

ck p

V f b d

φ = φ ^⎛ ⎜ ⎝ ⋅ ⋅ ^⎞ ⎟ ⎠

(22)

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

＜ fsa r³

·C ＜ fca

84.000 지진시 (fca')

SD30

127.680

철근의 종류 허용 휨

인장응력

상시 (fsa) 지진시 (fsa') 허용 휨

압축응력

210

1750

159.600

240 270 300

108.000 120.000 96.000

SD35 143.640 111.720

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

(23)

ⓐ 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

수직력(Pmax) = kgf

e/r = ÷ =

fc = ÷ ×

= 54.327 kgf/㎠ ≤ fc' = 127.680 kgf/㎠ ∴ O.K

ⓓ 보강철근의 응력(지진시)

fs = ÷ × × 15

= kgf/㎠ ≤ fc = kgf/㎠ ∴ O.K

② 최소수직력과 최대모멘트의 검토

ⓐ 콘크리트 응력(상시)

수직력(Pmin) = kgf

e/r = ÷ =

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

3911363 35.000

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

(24)

ⓑ 보강철근의 응력(상시)

fs = ÷ × × 15

= kgf/㎠ ≤ fc = kgf/㎠ ∴ O.K

수직력(Pmin) = kgf

e/r = ÷ =

fc = ÷ ×

= 66.761 kgf/㎠ ≤ fc' = 127.680 kgf/㎠ ∴ O.K

ⓓ 보강철근의 응력(지진시)

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

651581 1220356 -16251

-75.1

35.000 -16251

1220356

1220356 -16251 1787681

7.138

4.393

1995 7.138

(25)

6. 강재결합구 검토

E_S = E_C = 15000 √ fck =

A_S = π ×( ²- ²) / 4 A_C = π × ² / 4 =

= cm² = cm²

I_S = π ×( ⁴- ⁴)/ 64 I_C = 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

= =

= × A_C = × = 15570.835 kgf

P_C f_{C_AVE} 8.75 1779.524

f_{C_AVE} f_{C_P} 8.75 kgf/cm²

232000 1779.524 8.75 kgf/cm²

E_S×A_S E_C×A_C 2000000 766.549

kgf/cm²

I_S 230581.654

f_{C_P} = P_n,max E_C

= 73389 232000

25.0 = ± 145.583 y_S2 = 1342749

f_{S_M2} = M_max ×

×

156.647 kgf/cm²

I_S 230581.654 × 26.9 = ±

1779.524 75.427 kgf/cm²

f_{S_M1} = M_max

× y_S1 = 1342749

= 73389 2000000

E_S×A_S E_C×A_C 2000000 766.549 232000

f_{S_P} = P_n,max E_S

단면 2차 모멘트

53.80 43.80 47.60

230581.654 251998.357

kgf/cm²

단면적 53.80 43.80 47.60

766.549 1779.524

탄성계수 2000000 kgf/cm² 232000

강재결합구 콘크리트

(26)

ⓑ 지진시

× ×

＋ × ＋ ×

=

내측응력

× ×

＋ × ＋ ×

=

- 속채움 콘크리트에 작용하는 압축력

= =

= × A_C = × = kgf

② 압축측 강재결합구 원형판 검토

1) 강재 결합구 원형판에 작용하는 단위cm당 하중 계산

ⓐ 상시

V_S = { f_{S_P} ＋ ( ＋ ) / 2 } × L

= { ＋ ( ＋ ) / 2 } ×

= kgf

M_S = ( f_{S_P} ＋ ) × L²/ 2 ＋ ( - ) × L²/ 3

= ( 75.427 ＋ 145.583 ) × 1.9 ² / 2 ＋

1.9 430.430

f_{S_M2} f_{S_M1} f_{S_M2}

19870.165

f_{S_M1} f_{S_M2}

75.427 156.647 145.583

P_C' f_{C_AVE}' 11.166 1779.524

f_{C_AVE}' f_{C_P}' 11.166 kgf/cm²

232000 1779.524 11.166 kgf/cm²

E_S×A_S E_C×A_C 2000000 766.549

kgf/cm²

I_S 230581.654

f_{C_P}' = P_n,max' E_S

= 93657 232000

25.0 = ± 132.313 y_S2 = 1220356

f_{S_M2}' = M_max' ×

×

142.369 kgf/cm²

I_S 230581.654 × 26.9 = ±

f_{S_M1}' = M_max'

× yS1 = 1220356

1779.524 96.258 kgf/cm²

2000000 E_S×A_S E_C×A_C 2000000 766.549 232000 f_{S_P}^' = P_n,max' E_S

= 93657

STEEL PILE 강재결합구 원형판

t L

단면검토 위치

f

S_M2

f f

S_P

f

S_M1

f

S_M2

STEEL PILE

강재결합구 원형판

L t

단면검토 위치

S_M1

f

S_P

압축측 인장측

CL PILE

(27)

ⓑ 지진시

V_S' = { ＋ ( + ) / 2 } × L

= { ＋ ( ＋ ) / 2 } ×

= kgf

M_S' = ( ＋ ) × 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

③ 인장측 강재결합구 원형판 검토

ⓐ 상시

V_S = { f_{S_P} ＋ ( ＋ ) / 2 } × L

= { ＋ ( ＋ ) / 2 } ×

= kgf

M_S = ( f_{S_P} ＋ ) × L²/ 2 ＋ ( - ) × L²/ 3

= ( ＋ ) × ² / 2 ＋

( - ) × ² / 3

= -139.945 kgf.cm

75.427 -145.583 1.9

-156.647 -145.583 1.9

-143.807

f_{S_M2} f_{S_M1} f_{S_M2}

75.427 -156.647 -145.583 1.9

υ_a 1064 kgf/cm²

f_{S_M1} f_{S_M2}

A 1.400

∴ υ_S' 317.027 kgf/cm²

1862 kgf/cm²

υ_S' = V_S'

= 443.838

= 317.027 kgf/cm²

I 0.229

∴ f_{bo_S}' 1300.014 kgf/cm² f_ba

0.70 = 1300.014 kgf/cm²

υ_a 800 kgf/cm²

f_{bo_S}' = M_S'

y = 424.671

×

A 1.400

∴ υ_S 307.450 kgf/cm²

1400 kgf/cm²

υ_S = V_S

= 430.430

= 307.450 kgf/cm²

∴ f_{bo_S} 1261.949 kgf/cm² f_ba

= 1261.949 kgf/cm² I = 412.2370.229

× 0.70 f_{bo_S} = M_S

y

142.369 132.313 1.9

424.671

f_{S_M2}'

96.258 132.313 1.9

443.838

f_{S_P}^' f_{S_M2}' f_{S_M1}'

96.258 142.369 132.313 1.9

f_{S_P}^' f_{S_M1}' f_{S_M2}'

(28)

ⓑ 지진시

V_S' = { ＋ ( + ) / 2 } × L

= { ＋ ( ＋ ) / 2 } ×

= kgf

M_S' = ( ＋ ) × L²/ 2 ＋ ( - ) × L²/ 3

= ( ＋ ) × ² / 2 ＋

( - ) × ² / 3

= kgf.cm

= ＜ = ∴ O.K

④ 속채움 콘크리트부 연결 철근 검토

※ 속채움 콘크리트에 작용하는 압축력은 콘크리트의 부착응력은 무시하고 연결철근의 전단마찰만으로 검토한다.

ⓐ 상시 필요철근량 계산

= P_C = kgf

= V_n / ( f_a μ ) = / ( × ) = ㎠

ⓑ 지진시 필요철근량 계산

= P_C' = kgf

= V_n / ( f_a μ ) = / ( × ) = ㎠

14.829

V_n 19870.165

A_vf 19870.165 1500 0.7 18.924

A_vf 15570.835 1500 0.7

υ_a 1064 kgf/cm²

V_n 15570.835

A 1.400

∴ υ_S' 55.756 kgf/cm²

1862 kgf/cm²

υ_S' = V_S'

= 78.058

= 55.756 kgf/cm²

I 0.229

∴ f_{bo_S}' 236.265 kgf/cm² f_ba

0.70 = 236.265 kgf/cm²

υ_a 800 kgf/cm²

f_{bo_S}' = M_S'

y = 77.180

×

A 1.400

∴ υ_S 102.719 kgf/cm²

1400 kgf/cm²

υ_S = V_S

= 143.807

= 102.719 kgf/cm²

∴ f_{bo_S} 428.404 kgf/cm² f_ba

= 428.404 kgf/cm² I = 139.9450.229

× 0.70 f_{bo_S} = M_S

y

-142.369 -132.313 1.9

-77.180

f_{S_M2}'

96.258 -132.313 1.9

-78.058

f_{S_P}^' f_{S_M2}' f_{S_M1}'

96.258 -142.369 -132.313 1.9

f_{S_P}^' f_{S_M1}' f_{S_M2}'

(29)

2) 최소압입력 또는 인발력을 받는 경우

① 강재결합구 원형판 및 속채움 콘크리트에 작용하는 하중계산

ⓐ 상시

× ×

＋ × ＋ ×

=

내측응력

× ×

＋ × ＋ ×

=

- 속채움 콘크리트에 작용하는 하중

= =

= × AC = × = kgf

ⓑ 지진시

× ×

＋ × ＋ ×

=

내측응력

× ×

＋ × ＋ ×

=

1779.524 -1.937 kgf/cm²

= -16251 232000

232000 f_{C_P}' = P_n,max' E_S

E_S×A_S E_C×A_C 2000000 766.549

132.313 kgf/cm²

I_S 230581.654 × 25.0 = ±

I_S 230581.654

f_{S_M2}' = M_max'

× yS2 = 1220356

= ± 142.369 kgf/cm² f_{S_M1}' = M_max'

× y_S1 = 1220356

× 26.9

1779.524 -16.702 kgf/cm²

2000000 E_S×A_S E_C×A_C 2000000 766.549 232000

3450.497

f_{S_P}^' = P_n,max' E_S

= -16251

P_C f_{C_AVE} 1.939 1779.524

f_{C_AVE} f_{C_P} 1.939 kgf/cm²

232000 1779.524 1.939 kgf/cm²

E_S×A_S E_C×A_C 2000000 766.549

kgf/cm²

I_S 230581.654

f_{C_P} = P_n,max E_C

= 16262 232000

25.0 = ± 132.113 y_S2 = 1218509

f_{S_M2} = M_max ×

×

142.153 kgf/cm²

I_S 230581.654 × 26.9 = ±

1779.524 16.714 kgf/cm²

f_{S_M1} = M_max

× yS1 = 1218509

2000000 E_S×A_S E_C×A_C 2000000 766.549 232000

f_{S_P} = P_n,max E_S

= 16262

(30)

- 속채움 콘크리트에 작용하는 압축력

= =

= × A_C = × = kgf

② 압축측 강재결합구 원형판 검토

ⓐ 상시

V_S = { f_{S_P} ＋ ( ＋ ) / 2 } × L

= { ＋ ( ＋ ) / 2 } ×

= kgf

M_S = ( f_{S_P} ＋ ) × L²/ 2 ＋ ( - ) × L²/ 3

= ( ＋ ) × ² / 2 ＋

( - ) × ² / 3

= kgf.cm

ⓑ 지진시

V_S' = { ＋ ( + ) / 2 } × L

= { ＋ ( ＋ ) / 2 } ×

= kgf

M_S' = ( ＋ ) × L²/ 2 ＋ ( - ) × L²/ 3

= ( ＋ ) × ² / 2 ＋

( - ) × ² / 3

= kgf.cm

= ＜ = 1400 kgf/cm² ∴ O.K

∴ f 859.329 kgf/cm² f

= 859.329 kgf/cm² I = 280.7140.229

× 0.70 f_{bo_S} = M_S

y

142.369 132.313 1.9

220.779

f_{S_M2}'

-16.702 132.313 1.9

229.214

f_{S_P}^' f_{S_M2}' f_{S_M1}'

-16.702 142.369 132.313 1.9

280.714

f_{S_P}^' f_{S_M1}' f_{S_M2}'

16.714 132.113 1.9

142.153 132.113 1.9

1.9 292.309

f_{S_M2} f_{S_M1} f_{S_M2}

-3446.938

f_{S_M1} f_{S_M2}

16.714 142.153 132.113

P_C' f_{C_AVE}' -1.937 1779.524

f_{C_AVE}' f_{C_P}' -1.937 kgf/cm²

STEEL PILE 강재결합구 원형판

t L

단면검토 위치

f

S_M2

f f

S_P

f

S_M1

f

S_M2

STEEL PILE

강재결합구 원형판

L t

단면검토 위치

S_M1

f

S_P

압축측 인장측

CL PILE

(31)

= ＜ = ∴ O.K

③ 인장측 강재결합구 원형판 검토

ⓐ 상시

V_S = { f_{S_P} ＋ ( ＋ ) / 2 } × L

= { ＋ ( ＋ ) / 2 } ×

= kgf

M_S = ( f_{S_P} ＋ ) × L²/ 2 ＋ ( - ) × L²/ 3

= ( ＋ ) × ² / 2 ＋

( - ) × ² / 3

= kgf.cm

ⓑ 지진시

V_S' = { ＋ ( + ) / 2 } × L

= { ＋ ( ＋ ) / 2 } ×

= kgf

M_S' = ( ＋ ) × L²/ 2 ＋ ( - ) × L²/ 3

= ( ＋ ) × ² / 2 ＋

( - ) × ² / 3

= kgf.cm

= ＜ = 1400 kgf/cm² ∴ O.K

∴ f_{bo_S} 674.622 kgf/cm² f_ba

= 674.622 kgf/cm² I = 220.3770.229

× 0.70 f_{bo_S} = M_S

y

-142.369 -132.313 1.9

-281.073

f_{S_M2}'

-16.702 -132.313 1.9

-292.682

f_{S_P}^' f_{S_M2}' f_{S_M1}'

-16.702 -142.369 -132.313 1.9

-220.377

f_{S_P}^' f_{S_M1}' f_{S_M2}'

16.714 -132.113 1.9

-142.153 -132.113 1.9

-228.796

f_{S_M2} f_{S_M1} f_{S_M2}

16.714 -142.153 -132.113 1.9

υ_a 1064 kgf/cm²

f_{S_M1} f_{S_M2}

A 1.400

∴ υ_S' 163.724 kgf/cm²

1862 kgf/cm²

υ_S' = V_S'

= 229.214

= 163.724 kgf/cm²

I 0.229

∴ f_{bo_S}' 675.853 kgf/cm² f_ba

0.70 = 675.853 kgf/cm²

υ_a 800 kgf/cm²

f_{bo_S}' = M_S'

y = 220.779

×

A 1.400

∴ υ_S 208.792 kgf/cm² υ_S = V_S

= 292.309

= 208.792 kgf/cm²

(32)

= ＜ = ∴ O.K

④ 속채움 콘크리트부 연결 철근 검토

※ 속채움 콘크리트에 작용하는 압축력은 콘크리트의 부착응력은 무시하고 연결철근의 전단마찰만으로 검토한다.

ⓐ 상시 필요철근량 계산

= P_C = kgf

= V_n / ( f_a μ ) = / ( × ) = ㎠

ⓑ 지진시 필요철근량 계산

= P_C' = kgf

= V_n / ( f_a μ ) = / ( × ) = ㎠

As,use = D22 - 8 ea = 30.968 ㎠＞ As,req = ㎠ ∴ O.K

υ_a

V_n -3446.938

A_vf -3446.938

A_vf 3450.497

3.286

1500 0.7 -3.283

1064

1862 kgf/cm²

kgf/cm²

1500 0.7

kgf/cm²

V_n 3450.497

∴ υ_S' 209.058 kgf/cm² υ_S' = V_S'

= 292.682

= 209.058

I = 0.229 0.70

A 1.400

∴ f_{bo_S}' 860.427 kgf/cm² f_ba

= 860.427 kgf/cm²

υ_a 800 kgf/cm²

281.073 f_{bo_S}' = M_S' ×

y

A 1.400

∴ υ_S 163.426 kgf/cm² υ_S = V_S

= 228.796

= 163.426 kgf/cm²

(33)

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

9.554 42.105

9.679 21.463

29.280 22.954 16.629 33.739

구 분

2.800 1.200 1.400 COMBO 2

COMBO 4 COMBO 1

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 4.344 계수하중

사용하중

0.750 COMBO 1 COMBO 2

R4

R3 R2 R1

(34)

<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

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

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

R2 R1

B B Qv

(35)

ⓔ 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

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

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.

(36)

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

26.480

0.0020 120 × 100 = 24.00 ㎠ 26.48 ㎠ [안전율 1.754]

100.0 105.0 0.53

√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

85 0 . 0 2

2 2

= +

×

× −

×

φ

As Mu d f bAs f f

y ck

y

(37)

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

＊ 단면적비(온도 및 건조수축 철근)『콘크리트구조설계기준 해설 P.111』

단면적대비 0.0020 이상 사용철근량 : D16 －

D16 － = cm²

＊ 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 51.392 3000 ( 110.000 139.20

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 85 0

. 0 2

2 2

= +

×

× −

×

φ

As Mu d f bAs f f

y ck

y

귀 래 교

귀 래 교

수원방향 시점부

말뚝 계산서

■ HCP 말뚝검토 [귀래교 시점부 수원방향]

( )

∑

( )

∑ K

− K

sin θ

cos θ

( )

{ }

∑

( )

∑ K

cos

θ

+ K

sin

θ

( )

{ }

∑ K

cos

θ

+ K

sin

θ

x

+ K

sin θ

( ) ( )

{ }

∑ K

cos

θ

+ K

sin

θ

x

+ K

+ K

x

sin θ

+ K

⎥ ⎥

⎥

⎦

⎤

⎢ ⎢

⎢

⎣

⎡

×

⎥ ⎥

⎥

⎦

⎤

⎢ ⎢

⎢

⎣

⎡

=

⎥ ⎥

⎥

⎦

⎤

⎢ ⎢

⎢

⎣

⎡

M V H

A A

A

A A

A

A A

A

∑ ^K

⁻ ^K

^sin ^θ

^cos ^θ

∑ ^K

^cos

^θ

⁺ ^K

^sin

^θ

∑ ^K

^cos

^θ

⁺ ^K

^sin

^θ

^x

⁺ ^K

^sin ^θ

∑ ^K

^cos

^θ

⁺ ^K

^sin

^θ

^x

⁺ ^K

⁺ ^K

^x

^sin ^θ

⁺ ^K

∑ ^K

⁻ ^K

^sin ^θ

^cos ^θ

∑ ^K

^cos

^θ

⁺ ^K

^sin

^θ

∑ ^K

^cos

^θ

⁺ ^K

^sin

^θ

^x

⁺ ^K

^sin ^θ

∑ ^K

^cos

^θ

⁺ ^K

^sin

^θ

^x

⁺ ^K

⁺ ^K

^x

^sin ^θ

⁺ ^K