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⊙ 유신기술회보 _ 기술정보

194_제16호

A lot of long-span marine bridges, which connect land to island or island to island, have been designed andconstructed lately in south-west coast in South Korea. In the past, the type of foundations applied for long-spanmarine bridges was mainly caisson foundations as a means of considering constructability and stability ofthem. However, nowadays, as developing pile construction technology, drilled shaft foundations arecommonly applied for them. The number of plans to construct the long span cable stayed bridge andsuspension bridge has been on the increase, which leads to an increase in the scale of loads supported by thefoundations. In marine bridges, the construction cost of a substructure compared with that of a superstructureis too high and the main factors affecting the construction cost of foundation were the diameter and length ofpiles when the drilled shaft is applied as a type of bridge foundation. However, domestic design criteria for theevaluation values of skin friction and end bearing capacity of drilled shaft in weathered rock are only tointroduce the foreign specifications, which can't still give applicability in evaluating them. And in applyingdomestic design criteria, sometimes the allowable bearing capacity of pile is dependent upon not the valueestimated by the soil condition but the resisting capacity of pile section. Recently in order to overcome thislimitation, accumulation of the data on unit skin friction and end bearing capacity of drilled shaft has beenperformed with the bi-axial hydraulic load test of pile. In our country, ASD are commonly used for the designof piles, however, LRFD capable of considering both of serviceability limit and ultimate state was applied inIncheon Grand Bridge implemented with BTL, and currently the research on estimating the resistancecoefficient adequate for domestic circumstances in Korea is making progress. In this paper, cases on the drillshaft applied for supporting marine bridges and the history of design criteria on the allowable axial load of pilesection will be introduced and the analysis on evaluation method of the allowable bearing capacity of thedrilled shaft was performed. And the redesign on the existing designed drilled shaft performed and theapplicability of LRFD is evaluated by results obtained from comparing ASD with LFRD.

대구경현장타설말뚝의설계Design of Large-scale Drilled Shaft

최 석1)

1. 서 론

2. 국내 장대교량의 주탑기초 현황

3. 말뚝 재료조건에 의한 허용축하중

4. 재하시험결과를 반 한 말뚝길이 최적화

5. LRFD를 통한 말뚝기초의 비교 설계

6. 결 론

장 학 성2)

1) 지반본부 차장, 토질 및 기초 기술사([email protected])2) 지반본부 전무, 토질 및 기초 기술사([email protected])

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대구경 현장타설말뚝의 설계

1. 서론

남서해안의육지와섬혹은섬과섬을연결하는

해상교량이다수계획시공되고있다. 과거에는해

상에 건설되는 기초의 형식은 시공성과 안정성을

고려하여케이슨기초가주로적용되어왔으나, 최

근말뚝시공기술이향상되어현장타설말뚝기초형

식이 많이 적용되고 있는 추세이다. 또한, 교량의

형식으로경간장이긴사장교와현수교가많이계

획되고있으며이에수반하여하중의규모도점차

커지는경향을보이고있다.

해상교량에있어상부구조대비하부구조의공

사비비중은육상에놓이는교량에비해상당히크

며, 교량기초형식으로현장타설말뚝기초를적용할

경우말뚝의직경과길이가기초의공사비를결정

하는주요 향인자가된다. 그러나, 풍화암에근입

된현장타설말뚝에대한주면마찰력과선단지지력

평가에대한국내설계기준은외국기준을소개하

는수준이며, 그적정성에대한연구는아직미진한

상태이다.

또한, 국내기준적용시지반조건에의해평가된

지지력보다말뚝단면저항력이말뚝의허용지지력

으로결정되는경우가있다. 최근이러한점을개선

하고자양방향선단유압말뚝재하시험을수행하여

현장타설말뚝의주면마찰력및선단지지력에대한

자료축적이이루어지고있다.

국내에서는 말뚝을 허용응력설계법(ASD)으로

설계하고 있으나, 민자사업으로 추진된 인천대교

건설공사의 경우 사용한계상태와 극한한계상태를

모두 고려할 수 있는 하중저항계수설계법(LRFD)

을 적용하 다. 또한, LRFD 설계법 적용을 위한

국내실정에부합하는저항계수산정을위한연구

가현재진행되고있다.

본논문에서는현장타설말뚝기초로설계·시공

된 다수의 해상교량을 소개하고, 말뚝단면의 허용

축하중설계기준의변천과정을살펴보았고, 말뚝재

하시험을통한현장타설말뚝허용지지력의평가방

법에대해분석하 다. 또한, 기설계된현장타설말

뚝기초에대해LRFD통한재설계를수행하여기

존의ASD와LFRD의비교를통해LRFD의적용

성에대해살펴보았다.

2. 국내장대교량의주탑기초현황

해상교량의주탑기초는대부분수심이깊은지역

에 건설되기 때문에 기초시공을 위한 가물막이의

적용유무에따라기초형식이결정되기도한다. 기

초형식은수심과지지층심도에따라가물막이형

식과기초형식을검토하여시공성및경제성의비

교분석을토대로기초형식을결정하게된다.

일반적으로케이슨기초는지반을굴착한후거

푸집으로사용되는강재우물통을제작하여기초위

치에침설한후구조용콘크리트를타설하여기초

를완성하는우물통기초형식이보편적으로사용되

어 왔다. 장점으로는 별도의 가물막이를 사용하지

않음으로써 경제성 확보가 가능하다. 반면에 수심

과지지층심도가깊은경우잠수부에의한기반암

발파작업이어려워뉴매틱케이슨공법을적용하기

도한다. 최근에는대구경현장타설말뚝에대한굴

착기술과PC House 등의수상거푸집설치기술

이발전함에따라별도의가물막이가불필요한돌

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출식현장타설말뚝기초의적용이증가하고있다.

다음 [그림 1]과 [그림 2]는 국내 최장 현수교인

광양대교와사장교인인천대교의전경을나타낸것

으로, 이 두 교량의 주탑기초는 모두 직경

3,000mm의 현장타설말뚝으로 설계·시공되었

다. 특히, 광양대교의 주탑기초는 선박충돌방지공

을위한인공섬을축조한후육상조건으로현장타

설말뚝을시공하는가설방안을채택하 다.

[그림 1] 광양대교 (L=1,545m) [그림 2] 인천대교 (L=800m)

[그림 3] 광양대교 주탑기초(East Tower) - 평면도와 단면도

현재까지국내에서설계·시공된주요현수교와

사장교의 주탑기초 형식과 규모를 정리하면 다음

[표1]과같다.

구 분 주경간장(m) 기초 형식 기초 규모 비 고

현

수

교

남해대교 440 우물통기초 17×8×22m 1973

종대교 300 뉴메틱케이슨 18×47×43m 2000

광안대교 500 벨타입기초+현타말뚝 41.4×22×8mφ2500mm, 30본, L=46m 2002

소록대교 250 우물통기초 D20m - H27m 2008

적금대교(적금- 남) 800 우물통기초 D30m - H31m 시공중

[표 1] 국내 현수교와 사장교의 주탑기초 현황

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3. 말뚝재료조건에의한허용축하중

3.1 설계 현황분석

현장타설말뚝의 설계는 도로교(철도교)설계기준

과 구조물기초설계기준 등에 준하여 실시하고 있

다. 이들설계기준에의하면말뚝의연직지지력은

지반조건에의한허용지지력과말뚝재료의허용축

하중중작은값을사용하도록규정하고있다. 연암

에근입된현장타설말뚝의허용지지력은지반조건

에 의한 지지력보다는 말뚝재료의 허용 축하중에

의해주로결정되고있고있는데, 이는설계기준에

명시된말뚝의주재료인콘크리트의허용압축강도

를너무보수적으로평가하기때문이다. 이로인해

설계시암반의소켓길이를연장하더라도말뚝의지

지력을크게평가할수없음을의미한다.

3.2 설계기준의 변천 과정

구조물기초설계기준(1997)에서는 현장타설말

뚝의허용축하중은콘크리트부분만의허용압축하

중을 이용하여 산정하도록 규정하 으나(식 1),

2003년 개정판에서는 콘크리트 부분의 허용압축

현수교

광양대교(여수-광양) 1,545 현장타설말뚝 φ3000mm, 38본, L=44m 시공중

울산대교 1,150 현장타설말뚝 φ3000mm, 21본, L=30m 설계중

사

장

교

서해대교 470 직접기초 28×66×33.9m 2000

삼천포대교 230 우물통기초 28×18.5×33.3m 2003

마창대교 400 현장타설말뚝 φ3000mm, 28본, L=50m 2008

인천대교 800 현장타설말뚝 φ3000mm, 24본, L=55m 2009

제2돌산대교 230 우물통기초(PY1)현장타설말뚝(PY2)

D13.5m(2EA) - H20mφ2500mm, 15본, L=55m 시공중

북항대교 540 현장타설말뚝(PY1)직접기초(PY2)

φ2500mm, 48본, L=34m20×40×3.6m 시공중

목포대교(고하-죽교) 500 우물통기초 30×22×35.4m 시공중

거가대교 475 우물통기초 41×20.5×30m 시공중

[표 2] 지반조건에 의한 지지력과 말뚝재료의 허용축하중의 비교

구 분 말뚝 직경(mm)

지지층 및근입심도

지반 지지력(MN)

재료 축하중(MN)

설계 비율(%) 비고

광양대교 3,000 연암 1.5D 64.17 52.06 123

울산대교 3,000 연암 1.0D 53.68 51.20 105

마창대교 3,000 연암 2.7D 93.00 64.33 145 재하시험

제2돌산대교 2,500 풍화암 6.0D 16.45 29.11 57

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하중과 더불어 보강철근에 의한 허용압축하중도

추가적으로고려할수있도록수정되었다.(식2) 이

렇게 개정됨으로써 현장타설말뚝의 설계지지력을

최대30% 정도상향평가할수있는계기가마련

되었다.

Ρа= σck Αt .................. 식(1)

Ρа = σck Αc+fаΑst .................. 식(2)

여기서, σck : 콘크리트의 허용압축응력 (수중콘

크리트의경우0.2 fck≤5MPa)

fа : 보강철근의허용압축응력(항복강도의40%)

Αt, Αc, Αst, : 말뚝전체, 콘크리트부분, 보강철

근부분의단면적

도로교설계기준(1996)에서는 휨과 축압축력을

겸해받는압축부재의축하중은식(3)과같이강도

설계법의규정에따라계산한값(Ρn)의40%를취

하도록제시하고있다.

2008년 개정판에서는 구조물기초설계기준

(2003)의 콘크리트 허용압축응력을 0.2Ρck(≤

5MPa)로규정하여현장타설말뚝의단면저항력에

말뚝의허용지지력이결정되고있는국내의보수적

인 설계 실정을 고려하여 일본 도로교시방서

(2002)를준용, 허용압축응력을수중콘크리트설

계강도의 27%(0.27fck)까지 사용하도록 상향 조

정하 다[표3].

Ρа= φΡn = φ×0.8 (0.85 fckΑc+ fyΑst)

.................. 식(3)

여기서, φ: 감도감소계수

(허용응력설계법: = 0.4)

fck : 콘크리트의설계강도(=27MPa)

fy : 철근의항복강도(=400MPa)

이상의설계기준에따른현장타설말뚝의재료조

건에의한허용축하중을비교하기위해여말뚝직

경3000mm, 콘크리트설계강도27MPa, 철근

비 2%로가정하여말뚝재료의허용축하중을다음

[표 4]와같이산정하 다. 설계기준이개정되면서

말뚝재료조건에의한허용축하중은크게증가되

[표 3] 수중에서 시공된 현장타설 콘크리트의 허용응력

콘크리트 공칭강도 (MPa) 30 36 40

수중콘크리트 설계강도( fck, MPa)̀ 24 27 30

허용 압축응력(σck, MPa) 6.5 7.5 8.5

[표 4] 각 설계기준에 따른 말뚝재료의 허용축하중

구 분구조물기초 설계기준 (MN) 도로교설계기준 (MN)

1997 (철근무시) 2003 (철근고려) 1996( Ρn) 2008(0.27 fck)

φ3000mm, ρ=2% 35.34 53.67 68.89 73.01

2003년 기준 대비 66 % 100 % 128 % 136 %

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어지반조건에의해말뚝지지력이결정될수있는

합리적인설계방향을제시하고있다.

4. 재하시험결과를 반 한 말뚝길이최적화

4.1 재하시험 개요

인천대교송도측접속도로는총4개공구(2공구

∼5공구)로분할되어직경 1,500∼2,500mm의현

장타설말뚝으로설계되어있다. 각공구의말뚝설

계지지력을평가하기위하여시험말뚝을시공한후

재하시험을실시하여암반근입부의주면마찰력과

선단지지력을결정하 다.

말뚝재하시험은각공구의암반에대한강도분석

후현장에인접한송도매립지에총8개소의위치

에서시추조사와원위치시험및강도시험을실시하

고 각 공구의 설계조건을 반 할 수 있도록 다음

[표5]와같이말뚝의심도를결정하 다.

4.2 실시설계 현황

인천대교 연결도로 3공구 교각 P12는 직경

2000mm 현장타설말뚝5본으로시공되었다. 현

장타설말뚝은오실레이터를이용하여케이싱을압

입후해머그래브와RCD 장비로굴착한후콘크

리트타설시케이싱을인발하 다.

교각P12가위치하는지반조건및구조물계획

[표 5] 양방향 선단유압재하시험 현황

시험말뚝 번호시험 대상 직경

(mm)

유압잭

주면 선단 단수 용량 (ton)

TP-1 풍화암, 연암 연암 2,500 2 8,500

TP-2 풍화암, 연암 연암 2,000 2 5,000

TP-3 풍화암, 연암 보통암 1,500 1 4,500

TP-4 풍화암 풍화암 2,000 2 3,750

[그림 4] 인천대교 접속도로 말뚝재하시험 위치 [그림 5] 검토 단면 (P12)

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은다음[그림5]와같다. 연암층이상당히깊게존

재하여말뚝선단을풍화암층에지지하도록계획하

다.

2005년설계시도로교설계기준에서는풍화암층

에대한지지력산정법이제시되지않아보수적으

로풍화암층을N=50정도의조 한모래자갈층또

는모래층으로판단하 다. 이경우단위극한주면

마찰력을 0.2MPa, 단위 선단지지력을 3MPa로

가정하여상당히보수적인설계가되어말뚝의소

켓길이가과대해진다.

기본설계에서는 풍화토와 풍화암을 IGM

(Intermediate Geo-Material)으로 판단하

여FHWA(1999)에제시된방법으로주면마찰력

과선단지지력을평가하 다.

FHWA(1999)에 제시된 Cohesionless

IGM의 지지력 산정법은 다음 식 (4), (5), (6)과

같다.

①풍화토층의주면마찰력: fs = βσυ´ ........ 식(4)

②IGM의주면마찰력: fs = Κоσυ´tanφ́

.................. 식(5)

여기서, συ´,συb´: 지층중앙과 말뚝선단에서의

유효연직응력

β=

φ́=tan-1{N60/(12.3+20.3(συ´/Ρа)}0.34

Κо=(1-sinφ́)(0.2 pаN60/συ´)sinφ́

③IGM의선단지지력:

qp= 0.59{N60(pаN60/συb´)0.8}·συb´ ..... 식(6)

점토층은표준관입저항치를이용하여산정(일본

도로교시방서방법)하 으며, 각층의극한단위주

면마찰력산정결과는다음[표6]과같다.

위의결과로부터산정한말뚝의극한주면마찰력

은다음식(7)과같다.

Qs=∑fsΑs= π(2.0)(6.7)(80)+π(1.85)(20)

(336)=45,199kN .............. 식(7)

말뚝선단에서의유효연직응력(συb´) 377.6kPa

를고려하여산정한극한선단지지력은다음식(8)

과같다.

qp= 0.59{100(10.33/37.66)0.8}

×37.66=769.2tf/㎡=7,692kPa

Qp= qpΑp=7.692×(π/4×1.852)=20,676kN

.................. 식(8)

1.5-0.245 √z N60≥15

×(1.5-0.245 √z ) N60 15N60

15{

구 분 심 도 (m) 두 께 (m) N συ´(kpa) β φ́(deg) Κо fs (kpa)

점토 5.0∼11.7 6.7 8 - - - - 80

풍화토 11.7∼18.0 6.3 35 125 0.56 - - 70

풍화암 18.0∼38.0 20.0 100 267 - 49.0 1.12 336

[표 6] 극한 단위 주면마찰력

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말뚝의허용지지력은위의식(7), (8)로부터다음

식(9)과같다.

Qa= Qu/Fs= (45,199+20,676)/3

=21,958kN .................. 식(9)

4.3 재하시험 결과 분석

4개소에서 실시된 말뚝재하시험에 대해 풍화암

층의주면마찰력과선단지지력을분석하 다. 동일

한풍화암에대해서말뚝의위치에따라주면마찰

력은다소차이를나타내었다. 예를들면TP-1에

서는 주면마찰력이 600kPa이상이나, TP-2에

서는230∼400kPa 정도로낮은값을보이고있

다. 따라서, 4개소의시험결과에대해다소안전측

으로 N=50/5이하이며 코아가 부분적으로 확인

되는 풍화암층에 대해서는 극한 주면마찰력을

400kPa, N=50/10∼50/5 구간의 풍화암층에

대해서는 기존 도로교 설계기준을 따라 200kPa

으로결정하 다.

선단지지력은말뚝선단이풍화암인TP-4 결과

를 이용하여 말뚝 직경의 1% 변위가 발휘될 때의

선단지지력인 4,000kPa을 극한지지력으로 판단

하 다.

4.4 말뚝길이 최적화

말뚝재하시험 결과 단위 극한주면마찰력

(=400kPa)과 단위 극한 선단지지력을 이용하여

말뚝의허용지지력을다음 [표8]과같이재평가하

다. 풍화암주면마찰력은IGM에의한추정값보

다 재하시험결과가 다소 크게 나왔으나, 선단지지

력이훨씬작아서전체적인지지력은5% 정도감소

하는 것으로 나타났다(65,875kN 63,391kN).

또한, 풍화암을IGM으로고려하지않고, N>50인

토사지반으로 판단하여 도로교설계기준(2008)에

의하여 지지력을 산정할 경우 주면마찰력을 너무

보수적으로평가하여말뚝의허용지지력이과소평

가되는 것으로 검토되었다(재하시험결과 대비

[표 7] 풍화암구간 말뚝재하시험 결과 (TP-4)

주면마찰력 선단지지력

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61%).

재하시험 결과에 의거하여 당초 설계지지력

21,958(kN)을 확보하기 위해선 풍화암의 소켓

길이를1.3m 정도늘려야하지만, 말뚝의허용지지

력이말뚝재료의허용축하중 18,230(kN)에의해

지배받은관계로말뚝소켓길이를조정하는작업은

실시하지않았다.

구 분

주면마찰력 (kPa, kN) 선단지지력(kN)

극한지지력(kN)

허용지지력(kN)

점토층 풍화토층 풍화암층

fS QS fS QS fS QS qp Qp

N>50지반 8 3,368 70 2,775 165 19,180 5,000 13,440 38,763 12,921

IGM 8 3,368 70 2,775 344 39,928 7,692 20,676 65,875 21,958

재하시험 8 3,368 70 2,775 400 46,496 4,000 10,752 63,391 21,130

[표 8] FHWA방법과 재하시험 결과에 의한 허용지지력 비교

주) N>50인 토사지반의 단위 극한지지력(도로교설계기준, 2008) : fS = 3.3N(≤165) qp= 5,000kPa

5. LRFD를통한말뚝기초의비교설계

5.1 설계 조건

울산광역시태화강을가로질러남구와동구를연

결하는 울산대교는 주경간장 1,150m의 현수교로

써, 주탑기초는 직경 3,000mm의 현장타설말뚝

으로 계획되었다. 시점측 주탑기초 지역은 지반조

건이양호하여(풍화암과기반암이상대적으로일찍

출현) 현장타설말뚝21본(=3×7)으로설계하 고,

종점측주탑기초는매우연약한점토층이깊게존

재하여24본(=3×8)의말뚝으로설계하 다.

시점측 주탑기초에 대하여 허용응력설계법

[그림 6] 울산대교 전경 및 시점측 주탑기초(East Tower)

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(Allowable Stress Design, ASD)으로수행된

말뚝기초를 LRFD(Load and Resistance

Factor Design)로재수행하여LRFD의실제적

용성에대해살펴보았다.

5.2 하중조합 변화에 따른 말뚝 설계하중 산정

시점측 주탑기초에 적용된 현장타설말뚝 21본에

대하여LRFD에의한조합하중을이용하여말뚝에

발생하는 설계반력을 계산하고, ASD에 의한 계산

결과와비교하 다. ASD에서는말뚝의경우사용하

중조합에대해설계하지만, LRFD에서는Strength

Limit State하중조합에대해말뚝의연직지지력을

설계한다. Strength Limit State에서의5가지하

중조합중풍화중이지배적인STRENGTH-Ⅲ 상

태에서의 조합하중이 설계하중으로 선정되었으며,

하중조합상태는다음식(10)과같다.

5.3 설계법에 따른 지지력 산정

본검토에서는암반에근입된현장타설말뚝에대

하여 도로교설계기준(2008)에 새로 수록된 하중

저항계수를적용시키기위해서설계기준에제시된

Carter & Kulhawy 방법(1988)과 FHWA 방

법(1999)에의해허용지지력을평가하 다.

허용지지력평가를위해적용한풍화암과연암의

일축압축강도(점하중시험과 일축압축시험에 의한

결과)는다음[표10]과같다.

다음 [표 9]에 제시된 것과 같이 Strength

Limit State에부합되도록설계하중을산정하고,

그설계하중으로무리말뚝을해석을실시하여말뚝

의설계반력을평가하 다. LRFD에의한설계하

중은 기존의 ASD의 사용하중에 비해 1.6∼1.8배

정도 증가하여 말뚝에 발생하는 최대 설계반력도

60%정도증가하는것으로검토되었다.

Load = 1.25×고정하중+ 1.40×풍하중+ 1.0×마찰하중+1.20×(온도, 크리프, 건조수축하중) ...식(10)

구 분교축방향 하중 교축직각방향 하중 설계반력(해석결과)

연직력 수평력 모멘트 연직력 수평력 모멘트 교축 교축직각

ASD 563 13 1,050 605 33 4,030 36.81 48.00

LRFD 951 28 1,801 943 58 7,050 62.42 78.48

[표 9] 설계하중 및 말뚝 본당 설계반력 (단위 : MN, MN-m)

구 분

풍화암

연 암

주 면 부

7.8 MPa

41.3 MPa

선 단 부

-

122.8 MPa

[표 10] 암반의 일축압축강도

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204_제16호

5.3.1 주면마찰력산정

Carter & Kulhawy(1988)방법과FHWA(1999)

에의한극한주면마찰력산정법은다음식(11), (12)

와 같다. 이 식들은 무결함 암에 적용이 가능하며

절리가심하게발달되었거나풍화된암반에대하여

사용될경우에는O`Neill et al.,(1996)이제시한

지지력감소계수를적용하여야한다[표11].

Carter & Kulhawy : fmax

......... 식(11)

FHWA : fmax

......... 식(12)

여기서, Ρа : 대기압(=0.1MPa)

qu : 암반의일축압축강도

fc : 콘크리트설계강도(=27MPa)

Rd : 암석코아의탄성계수와암반의변형

계수에따른지지력감소계수

풍화암0.45,연암0.61적용

위식을이용하여산정한Carter & Kulhawy

와FHWA에의한극한주면마찰력은다음식(13),

(14)와같다.

Qs1 = fmax×As=1.42×0.1×(7.8/0.1)0.5×(π×

2.85×23.5)×0.45+(0.05×27)×(π×

2.85×3.0)×0.61=140.86MN

.................. 식(13)

Qs2 = fmax×As=(0.65×0.1×(7.8/0.1)0.5×(π

×2.85×23.5)×0.45+(0.65×

0.1(27/0.1)0.5)×(π×2.85×3.0)×

0.61=71.85MN

.............. 식(14)

5.3.2 선단지지력산정

Carter & Kulhawy(1988)는 절리가 발달된

암에대하여선단지지력을다음식(15)와같이제안

하 다. 본 과업지반의 기반암은 사암이며 풍화상

태는 보통이므로, 암분류에 따른 지지력 계수는

s=10E-4, m=0.3으로평가하 다. 또한, FHWA

(1999)에서는 퇴적에 의해 절리가 발생되었거나

절리의 대부분이 수평인 경우, 선단지지력을 다음

식(16)과같이산정한다. 이때무차원지지력계수

(Ksp) 산정시 불연속면의 간격과 폭은 각각 5mm,

0.05mm로판단하 다.

Carter & Kulhawy :

qp=(s0.5+(ms0.5+s)0.5)×qu .................. 식(15)

1.42 Pa(qu /Pa)0.5×Rd, fc≥qu

0.05 fc×Rd, fc＜qu= {

0.65 Pa(qu /Pa)0.5×Rd, fc≥qu

0.65 Pa(fc /Pa)0.5×Rd, fc＜qu= {

Emass / Ein tact 0.05 0.5 1.0

지지력 감소계수(Rd) 0.45 0.8 1.0

0.1 0.3

0.55 0.7

[표 11] Emass / Ein tact에 근거한 지지력 감소계수

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여기서, m, s : 암종과풍화정도에따른지지력계수

s = 0.0001, m = 0.3적용

FHWA : qp=3Kspθpqu .................. 식(16)

여기서, : 무차원지지력계수,

Ksp : 불연속면의간격(=5mm)

td : 불연속면의폭(=0.05mm)

D : 말뚝지름

θ: 무차원 깊이계수 (=1+0.4(Ls/Ds) ≤3.4)

θ=1.42

Ls : 암반에근입된말뚝의근입깊이(=3m)

Ds : 암반근입부의말뚝지름(=2.85m)

위식을이용하여산정한극한선단지지력은다

음식(17), (18)과같다.

Carter & Kulhawy :

Qp1 ={0.01+(0.3×0.01+10-4)0.5}×122.8

×π/4×2.852=51.45MN ..... 식(17)

FHWA :

Qp2 =qpAp=3×0.15×1.42×122.8×(π/4×

2.852)=500.59MN .................. 식(18)

5.3.3 극한지지력및허용지지력, 공칭저항력

산정

앞절에서산정한주면마찰력과선단지지력에의

한 극한지지력을 안전율(Fs=3)과 도로교설계기준

(2008)에제시된저항계수(φ=0.54 또는0.16)를적

용하여 결정한 허용지지력 및 공칭저항력은 다음

[표12]와같다. Carter & Kulhawy방법과FHWA

방법에의한극한지지력을동일한안전율로나눌경

우허용지지력은3배정도차이가나타나지만, 이들

공식의신뢰성을고려한저항계수를반 한공칭저

항력은거의비슷하게나타나LRFD에의한말뚝의

공칭저항력이신뢰성이높다고판단할수있다.

5.4 결과 비교

LRFD의 경우 하중계수 적용에 따라 말뚝에 작

용하는 설계반력이 증가하지만, 그에 상응하는 저

항력도 증가하여 전체적인 설계비율은 ASD와 거

의 같거나 조금 감소하는 것으로 나타났다. 또한,

ASD가 지반조건에 의한 지지력보다 말뚝단면의

허용축하중에지배받는대신LRFD는지반조건에

의한지지력에지배받아말뚝단면을효율적으로사

용할수있는것으로검토되었다.

3+sd /D10 1+300(td/sd)

=

구 분극한지지력 (MN) 저항력 (MN)

주면마찰력 선단지지력 전체 허용지지력 공칭저항력

Carter & Kulhawy(φ=0.54) 140.86 51.45 192.31 64.10 100.85

FHWA(φ=0.16) 71.85 500.59 572.44 190.81 91.59

[표 12] 허용지지력 및 공칭저항력

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206_제16호

6. 결론

장대교량의필요와말뚝의시공능력향상으로대

구경 현장타설말뚝의 사용이 증가되고 있으며, 말

뚝재료의 허용 축하중 기준이 상향조정되고, 양방

향선단유압잭을이용한말뚝재하시험이다수시행

되고 있다. 양방향 말뚝재하시험을 통하여 하중전

이매커니즘을분석할수있고, 설계시추정한연직

지지력에대한신뢰성을확보할수있으며, 필요시

말뚝소켓길이를 조정함으로써 합리적인 연직지지

력평가로경제적인말뚝설계가가능하게되었다.

현장타설말뚝의 허용지지력은 말뚝재료에 의한

허용축하중과지반조건에의한지지력중작은값

으로 규정하는데, 말뚝재료에 의한 허용축하중에

대한기준이너무보수적이여서말뚝의허용지지력

을과소평가하는경향이있었다. 그러나, 최근도

로교설계기준(2008)에서말뚝재료중콘크리트의

허용응력을설계강도의27%까지상향조정함에따

라 말뚝의 허용지지력을 최대 36%까지 증가시킬

수있는계기가되었다.

풍화암에 지지된 현장타설말뚝의 주면마찰력과

선단지지력을N치50이상의사질토로평가할경우

말뚝의허용지지력을과소평가할수있는데, 풍화

암을IGM으로판단하여FHWA방법에의한지지

력을평가할경우비교적합리적으로말뚝의지지

력을평가할수있다는것을재하시험을통해확인

하 다.

마지막으로, 실제교량에대해LRFD를적용하

여말뚝기초를비교·설계하여말뚝기초설계에대

해신뢰성과경제성을확보할수있는것으로검토

되었다. 부가적으로정확한LRFD를국내기초설

계에적용하기위해서는하중계수와저항계수에대

한지속적인연구가필요할것으로사료된다.

참고문헌

1. 도로교설계기준 해설, 2008, 대한토목학회·

교량설계핵심기술연구단

2. 구조물 기초설계기준 해설, 2003, (사)한국지

반공학회

3. AASHTO LRFD BRIDGE DESIGN

SPECIFICATION, 2007

4. 인천대교 및 연결도로 말뚝 재하시험결과 분

석보고서

구 분설계반력

(MN)

지지력 (MN)설계비율 (%)

C&Kulhawy FHWA 말뚝 축하중 저항력

ADS 64.10 190.81 51.20 51.20 93.8

LRFD 103.85

48.00

78.48 91.59 108.26 91.59 85.7

[표 13] 설계반력 및 지지력 비교

12-194-206대구경 현장말뚝.ps 2009.12.20 4:53 PM 페이지206

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